2010 MOSTY A VOZOVKY

4/2010

MOSTY A VOZOVKY

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

8/

OBLOUKOVÝ MOST PŘES OPARENSKÉ ÚDOLÍ PROSTOROVÁ PODPĚRNÁ SKRUŽ VÝŠKY PŘES 23 METRŮ

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

61/

/ 31

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

/ 72

NÁVRH A VYUŽITÍ BETONU PRO MESTSKOU ESTAKÁDU V POVÁŽSKÉ BYSTRICI

/44

SKÚSENOSTI S REALIZÁCIOU CEMENTOBETÓNOVÝCH VOZOVIEK V MAĎARSKU NA DIAĽNICI M0

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

34 /

PRVNÍ ŽELEZNIČNÍ MOSTY Z PŘEDPJATÉHO BETONU

MOSTY Z VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU V ČESKÉ REPUBLICE

OBSAH

❚

CONTENT

ROČNÍK: desátý ČÍSLO: 4/2010 (vyšlo dne 16. 8. 2010) VYCHÁZÍ DVOUMĚSÍČNĚ

/2

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

Pavel Švagr

/3

KONGRES fib 2010

/6

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

Ú V O DNÍ K Milan Kalný TÉMA JAK DÁL S DOPRAVNÍ INFRASTRUKTUROU?

H IS T OR I E S TAV E B NÍ KO NST R U K C E OBLOUKOVÝ MOST PŘES OPARENSKÉ ÚDOLÍ

Milan Kalný, Václav Kvasnička, Pavel Němec, Jan L. Vítek, Alexandr Tvrz, Robert Brož, /8 Milan Špička

V Ě D A A VÝ Z KU M STANOVENÍ POVRCHOVÉ KONCENTRACE CHLORIDŮ SPOJENÍM LABORATORNÍCH ZKOUŠEK A ANALYTICKÉHO MODELU

BETONOVÉ MOSTY NA 2. STAVBĚ RYCHLOSTNÍ KOMUNIKACE R1 SELENEC-BELADICE

Ivan Batal, Luboš Lobík

PRVNÍ ŽELEZNIČNÍ MOSTY Z PŘEDPJATÉHO BETONU Bohumír Voves / 72

/ 16

Pavla Rovnaníková, Břetislav Teplý

MOST PŘES VLTAVU NA DÁLNIČNÍM OKRUHU KOLEM PRAHY

TEPLOTNÉ ZMENY A CEMENTOBETÓNOVÉ VOZOVKY

Pavel Němec, Václav Kvasnička, Josef Ambrož, Josef Vrtiška

Ľudmila Bartošová / 20

MOSTNÍ OBJEKTY NA STAVBÁCH SILNIČNÍHO OKRUHU KOLEM PRAHY – 512, 513 A 514

František Hanuš, Milan Šístek, Vladimír Engler, Peter Hurbánek

/ 26

PROSTOROVÁ PODPĚRNÁ SKRUŽ VÝŠKY PŘES 23 METRŮ

MOSTY Z VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU V ČESKÉ REPUBLICE / 34

NÁVRH A VYUŽITÍ BETONU PRO MESTSKOU ESTAKÁDU V POVÁŽSKÉ BYSTRICI

Richard Novák, Marek Magyar, Igor Halaša

/ 44

STATICKÝ MODUL PRUŽNOSTI LEHKÝCH KONSTRUKČNÍCH BETONŮ

Michala Hubertová

/ 50

STUDIUM FYZIKÁLNĚ-MECHANICKÝCH PARAMETRŮ LEHKÝCH VYSOKOPEVNOSTNÍCH BETONŮ S PÓROVITÝM KAMENIVEM NA BÁZI SPÉKANÝCH POPÍLKŮ

Tomáš Melichar, David Procházka, Vít Černý

/ 54

SKÚSENOSTI S REALIZÁCIOU CEMENTOBETÓNOVÝCH VOZOVIEK V MAĎARSKU NA DIAĽNICI M0

Kornel Prúnyi

/ 61

ZNOVU K VLÁKNOBETONU, HLAVNĚ K DRÁTKOBETONU

Alain Štěrba, Pavel Rieger 4/2010

❚

SLEDOVÁNÍ MOSTU Z VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU

Miloš Zich

/ 82

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

Tomáš Moravec / 31

Ivailo Terzijski

/ 78

/ 66

GRAFICKÝ NÁVRH: 3P, spol. s r. o. Radlická 50, 150 00 Praha 5 ILUSTRACE NA TÉTO STRANĚ: Mgr. A. Marcel Turic SAZBA: 3P, spol. s r. o. Radlická 50, 150 00 Praha 5 TISK: Libertas, a. s. Drtinova 10, 150 00 Praha 5

POROVNÁNÍ SOUČASNÉ LEGISLATIVY PŘI ZPRACOVÁVÁNÍ PRŮKAZNÍCH ZKOUŠEK BETONŮ

MATE R I Á LY A T E CH N O L OG I E

Ivan Máca

/ 75

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.

/ 87

OVĚŘOVÁNÍ STÁVAJÍCÍCH BETONOVÝCH MOSTŮ PODLE NOVÝCH TECHNICKÝCH PODMÍNEK

ADRESA VYDAVATELSTVÍ A REDAKCE: Beton TKS, s. r. o. Na Zámecké 9, 140 00 Praha 4 www.betontks.cz

/ 90

REDAKCE, OBJEDNÁVKY PŘEDPLATNÉHO A INZERCE: tel.: 224 812 906, 604 237 681, 602 839 429 e-mail: [email protected] [email protected]

REŠERŠE ZE ZAHRANIČNÍCH ČASOPISŮ

/ 94

SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA

/ 96

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)

Milan Holický, Jana Marková, Miroslav Sýkora A K T U A L I TY

F IR E MN Í PR E Z E N TAC E Červenka Consulting BetonRacio Pontex SMP CZ Betosan Novák&Partner Nekap Mott MacDonald Idea RS Ing. Software Dlubal Beton University VSL Systémy (CZ) SVB ČR

technologie • konstrukce • sanace • BETON

/5 /5 / 23 / 25 / 27 / 29 / 57 / 59 / 95 / 95 / 3. str. obálky / 3. str. obálky / 4. str. obálky

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: Most přes Oparenské údolí, Pontex, s. r. o., foto: Jakub Karlíček BETON TKS je přímým nástupcem časopisů Beton a zdivo a Sanace.

1

ÚVODNÍK

❚

EDITORIAL

O STABILITĚ Milé čtenářky, vážení čtenáři, první zkušenosti se stabilitou získá každý člověk velmi brzy. Už od svých prvních krůčků zjistí, že ve světě platí určité přírodní zákony a jejich nedodržování bolí. Ať už lezeme po čtyřech, jdeme si svou cestou nebo se vracíme z flámu, je dobré vědět, kde se pohybujeme a o co se můžeme spolehlivě opřít. Absolventi stavební fakulty jsou poučeni i o tom, že existují nestabilní konstrukce, které vypadají na první pohled bezvadně, avšak mohou bez viditelného impulsu rychle zkolabovat. A i když lidská přirozenost velí chtít stále více, zvyšovat výkony a neustále překonávat již dosažené cíle, asi všichni víme, že nic neroste až do nebe. Rozumné limity není třeba překonávat, ale dodržovat. A nerozumné nebo zbytečné hranice, zákony a omezení je třeba zrušit. Kvalitu nám nezajistí úřední příkazy a zákazy, ale tvořiví, schopní a motivovaní lidé, kteří věcem rozumí a současně respektují základní přírodní a ekonomické principy. Některé věci se mají prostě jinak, než si myslíme. Stabilita a rovnováha nejsou jen teoretické pojmy ve stavební mechanice, ale i žádoucí společenské a ekonomické kategorie. Po světové finanční krizi a v letošních předvolebních kampaních bylo slyšet hodně slibů i hrozeb. Mnozí zřejmě spoléhají na to, že lidská paměť je nedokonalá a krátká. A tak můžeme slyšet i o velmi dobrých plánech, které nastavují strategii „až“ na jedno celé volební období. Ve stavebnictví se ovšem musí pracovat s mnohem delším cyklem. Fáze územního plánování, investiční a projektové přípravy může trvat u staveb dopravní infrastruktury běžně i patnáct let. Většina staveb se pak dá postavit za dva až tři roky, to by ovšem do výstavby nesměly opakovaně a destruktivně zasahovat vlivy, kterým naše legislativa poskytla velmi široké pravomoci. Harmonogram stavby by měl respektovat klimatická období a logické vazby mezi použitými technologiemi. Pokud místo toho rozhodují smluvně-právní závazky bez ohledu na skutečné podmínky nebo dokonce termíny příštích voleb, dočkáme se jen problémů s nedostatečnou kvalitou a vyvolaného růstu ceny. Potom nastane fáze předpokládaného užívání staveb délky až sto let, přitom se značné prostředky musí vynakládat na údržbu, modernizaci a opravy. Nakonec by měla přijít demolice nebo přestavba objektu pro nové účely a využití. Účelně propojit všechny požadavky a dostupné možnosti může jen tým profesionálů ve svém oboru. Rozhodování o veřejných investicích bohužel ale často probíhá jinak, převládají subjektivní dojmy, osobní nebo lobbistické zájmy a obstrukční vlivy. Velmi pochybuji o tom, že v daném horizontu může politik napojený na nejrůznější zájmové skupiny nebo manažer školený k maximalizaci zisku pomocí obchodní a marketingové činnosti provádět správná rozhodnutí pro širokou veřejnost. Cyklické výměny odborných úředníků stabilizaci stavebnictví určitě neprospívají. Ke stabilizaci finančních zdrojů byly v roce 2000 založeny Státní fond dopravní infrastruktury (SFDI) a Státní 2

fond rozvoje bydlení (SFRB). Fondy měly mít vlastní příjmy dostatečné pro zajištění rozvoje dopravní infrastruktury a bydlení a měly se částečně vymanit z každoročního politického boje v parlamentu. To se nepodařilo a dnes jsou dokonce slyšet i úvahy o jejich zrušení. Je to postup značně odlišný od zahraničí. Tam se financující instituce zabývají mimo jiné pečlivou kontrolou podmínek a průběhu financování a tuto kontrolu obvykle svěří renomovaným nezávislým konzultačním firmám. Při rozhodování o zakázkách rozhodují zejména dosavadní reference, zkušenosti a kvalita. Velmi dobře si pamatuji na zkušenost s rolí Evropské investiční banky (EIB) u projektu na přemostění Dunaje v Bratislavě u bývalé rafinerie Apollo. Investor pod dohledem banky si na supervizi vybral kvalifikované konzultanty. Banka EIB očekávala, že jejich odborné názory budou vždy respektovány, jinak by stavbu nespolufinancovala. Důsledný postup pak přispěl k tomu, že stavba byla dokončena v požadovaném termínu, předepsané kvalitě a s dodržením rozpočtu. Většina výběrové komise, kde zasedalo více politiků a úředníků než odborníků, prosazovala jinou variantu, která by byla celkem o cca 775 mil. SKK dražší. Volba správné koncepce, objektivní rozhodování a přísná kontrola jsou pro úspory nákladů nejpodstatnější a přesně zde se nachází prostor pro instituce jako je SFDI a SFRB. Tento celý systém pak musí fungovat v prostředí, které podporuje vytvoření co nejdokonalejší konkurence. Takzvané superzakázky a řetězce subdodavatelských vztahů vedou k devastaci reálného ekonomického prostředí, k popření základního tržního principu – rovné soutěže uchazečů, k rozmělnění zodpovědnosti a k úpadku morálky, jedni pracují a druzí se přiživují na rozhodovacím a obchodním procesu. Náš každodenní život a pracovní aktivity probíhají v prostředí, které se nevyvíjí zrovna ideálně. Na silnicích a mostech je spousta neopravených závad, stále nejsou dostavěny moderní komunikace z Prahy do Drážďan a do Českých Budějovic, z Hradce Králové do Olomouce, z Brna do Vídně. Chybí dálniční okruh kolem Prahy, obchvaty kolem Brna a dalších měst. Výstavba moderních komunikací je těsně za polovinou, evropské dotace na jejich dokončení jsou již rozděleny a zdroje z národního rozpočtu jsou o 40 % nižší než v roce 2007, a to i přes zvětšené nároky na údržbu a každoroční inflaci. Na nákladně rekonstruovaných železničních koridorech jezdí „rychlovlaky“ stejně rychle jako auta na dálnici. Po povodních v letech 1997 na Moravě a 2002 v Čechách nás pravidelně překvapuje velká voda. Jsou slyšet i některé prognózy o kompletním dokončení dopravní infrastruktury při dnes známem výhledu na financování za 200 let. Všichni musíme šetřit, ale ne na úkor budoucnosti. Ve stavebnictví platí, že kvalitní příprava, kvalifikované rozhodování a důsledná kontrola přinášejí nejen úspory, ale i dlouhodobé efekty. A rozhodování podle jediného kritéria – nabídkové ceny – je sice pro úředníky jednoduché, ale pro budoucnost špatné.

Ing. Milan Kalný předseda České betonářské společnosti

BETON • technologie • konstrukce • sanace

❚

4/2010

TÉMA ❚

TOPIC

JAK DÁL S DOPRAVNÍ INFRASTRUKTUROU? ❚ HOW TO CONTINUE WITH TRANSPORT INFRASTRUCTURE? Pavel Švagr Doprava je průřezovou činností umožňující realizaci většiny výrobních oborů. Rozvoj dopravní infrastruktury vyžaduje dlouhodobé koncepční plánování a stabilizované finanční zdroje. Vedle výstavby nových úseků dopravních cest je třeba počítat i se nezvyšujícími se finančními nároky na pokrytí údržby rozrůstající se sítě dopravních cest. Článek upozorňuje, že současný stav v této oblasti v České republice není uspokojivý a prognózy dalšího vývoje jsou varující. ❚ Transport is a “sectional activity“ facilitating operation of most production branches. Development of the transport infrastructure requires long-term conceptual planning and stable financial sources. Beside construction of new sections of traffic ways, which should be assumed, also non-rising financial demands allowing to cover maintenance of the growing network of traffic routes should not be neglected. This article notes that the current conditions in this respect are not satisfactory in the Czech Republic and prognoses of further development are alarming.

KDE SE NACHÁZÍME?

Není to jen dopravní infrastruktura, které se nedostává finančních zdrojů. Deficit veřejných rozpočtů se dotýká všech sektorů národního hospodářství, nicméně doprava je průřezovou činností umožňující realizaci většiny výrobních oborů. A aby přepravní procesy fungovaly efektivně, musí být k dispozici kvalitní a kapacitní dopravní infrastruktura. Česká republika se stále potýká s nedobudovanou sítí základních dopravních cest, tolik potřebných pro dlouhodobě udržitelný rozvoj dopravy. Chybí nám dálnice a rychlostní silnice, obchvaty měst, modernizované železniční koridory a uzly, spolehlivá vnitrozemská vodní cesta. Potřeb mnoho, finančních zdrojů nedostatek. Nutno přiznat, že potřeby financování, a netýká se to jen dopravní infrastruktury, rostou zpravidla rychleji než disponibilní zdroje pro jejich finanční krytí. To je premisa, se kterou je dost těžké polemizovat, natož se ji pokoušet vyvracet. Co je však možné, je nastavit strategii financování tak, aby především díky stabilitě bylo možné plánovat, připravovat a realizovat důležité dopravní stavby a zajistit tak kontinuální rozvoj. Jestli je na něco dopravní infrastruktura obzvlášť citlivá, tak jsou to především nepředvídatelné výkyvy v objemu disponibilních zdrojů. Stabilita a předvídatelnost jsou základním předpokladem pro efektivní financování dopravní infrastruktury. Myšlenku stability a schopnost predikovat zdroje financování měl naplňovat Státní fond dopravní infrastruktury (SFDI).

Ten byl zřízen v roce 2000, jako specializovaná finanční instituce zaměřená na financování dopravní infrastruktury státu. Od začátku fungování se každoročně dařilo navyšovat objem finančních zdrojů určených pro údržbu, modernizaci a výstavbu dopravních cest. Posilována byla především část národních zdrojů, tedy nutná základna pro zapojování dalších financí, ať již zdrojů z fondů Evropské unie nebo úvěrů od Evropské investiční banky. Vrcholu bylo dosaženo v roce 2007, kdy SFDI disponoval základním rámcem národních zdrojů ve výši 59,5 mld. Kč. Rok 2007 se stal důležitým mezníkem, kterým začalo nové sedmileté programovací období pro čerpání finančních prostředků z fondů Evropské unie. Pro dopravní infrastrukturu se otevřel prostor čerpat zdroje ve výši 5,77 mld. € (tedy cca 140 mld. Kč). Při zachování rostoucího trendu výše národních zdrojů se nabízela možnost stabilizovat systém financování a nastavit parametry pro jeho udržitelné fungování. Navzdory této příležitosti bylo v roce 2007 nesystémově rozhodnuto o snížení rozpočtového rámce SFDI (tedy základny národních zdrojů) a nastoupený klesající trend, jak dokládá graf na obr. 1, je zachován do současnosti a pokračuje i v oficiálních střednědobých výhledech SFDI. Ke snížení rozpočtového rámce došlo přesto, že Poslanecká sněmovna svým usnesením č. 159 ze dne 12. prosince 2006 žádala vládu, „aby zajistila příjmy Státního fondu dopravní infrastruktury určené pro výstavbu, modernizaci, opravy a údržbu dopravní infrastruktury tak, aby jeho výdajový limit pro střednědobý výhled pro léta 2008 a 2009 byl minimálně na úrovni 2007“, tj. minimálně ve výši 59,5 mld. Kč. Počínaje rokem 2007 dochází ke každoročnímu snižování rozpočtových rámců SFDI, a to až na roční úroveň 36,1 mld. Kč pro roky 2010 až 2012, což představuje snížení oproti roku 2007 o více než 23 mld. Kč, tj. o 40 %. Je tedy zřejmé, že v roce 2007 byl systém financování do-

Obr. 1 Rozpočtový rámec SFDI – národní zdroje ❚ Fig. 1 Budgetary framework of the State Fund of the Transport Infrastructure – national funds Obr. 2 Výhled SFDI – celkové zdroje ❚ Fig. 2 Prospects of the State Fund of the Transport Infrastructure – total funds

Výhled SFDI – celkové zdroje

Rozpočtový rámec SFDI – národní zdroje 120,0

70,0

fondy EU

59 ,5

úvěr EIB

60,0 50,0

100,0

národní zdroje 80,0

40,0

4 5,0 36 ,7

30,0

3 6,1

36,1

36,1

(mld. Kč)

(mld. Kč)

38,6

20,0 10,0

dluhopisy

pokles o 23,4 mld. Kč

47,5

44 ,0

45,4

96,0 mld. Kč

RUD – ukončené financování silnic II. a III. třídy

36,0

75,8 mld. Kč 59,1 mld. Kč

60,0

28,9 12,2

16,0

40,0

11,7

10,8

7,0

20,0

36,1

36,1

36,1

2010

2011 rok

2012

0,0

0,0 2003

2004

1

4/2010

2005

2006

2007

2008 rok

❚

2009

2010

2011

2012

2


3

TÉMA ❚

TOPIC

pravní infrastruktury sveden na neperspektivní cestu. Evropské finanční prostředky se nestaly doplňkem národních zdrojů, ale jejich náhradou. Logicky tedy vzniká otázka, co nastane, až evropské zdroje v rámci současného programovacího období (roky 2007 až 2013) budou vyčerpány. A dostáváme se na pomyslnou křižovatku, jejíž rozcestí nás v nejbližší době čeká. Ještě pro letošní rok se v rozpočtu SFDI počítá s celkovými zdroji ve výši 96 mld. Kč. Pro rok 2011 však oficiální výhled SFDI předpokládá zdroje ve výši 76 mld. Kč a pro rok 2012 pouze ve výši 59 mld. Kč. Struktura plánovaných zdrojů, zachycená na grafu na obr. 2, potvrzuje očekávaná negativa. Rámec národních zdrojů stagnuje na úrovni 36 mld. Kč, klesající zdroje Evropské unie táhnou trend celkových financí do hodnot před rokem 2005. A to je bezesporu strategie, která v žádném případě nezajišťuje kontinuitu a dlouhodobou udržitelnost dalšího rozvoje dopravní infrastruktury. JAK DÁL?

Hledání řešení v podobě vhodné strategie financování připodobňuji magickému balíčku karet, kde správnou cestou není sázka na jedinou kartu, ale naopak optimální kombinace několika z nich: • Předně je nutné jednoznačně určit, co a kdy chceme stavět. Znamená to definovat harmonogram rozvoje dopravní infrastruktury ve střednědobém a především dlouhodobém horizontu. Potřebnost tohoto kroku podtrhuje i skutečnost, že se stal obsahem třinácti hlavních protikrizových opatření vymezených tzv. Tripartitou (seskupením zástupců vlády, zaměstnavatelů a odborů). • Koncepční materiál, který by na jedné straně definoval věcný a časový harmonogram realizace rozvojových záměrů a na straně druhé provázaně vymezoval reálnou výši disponibilních zdrojů pro dopravní infrastrukturu, již delší dobu chybí. SFDI sice sestavuje střednědobý výhled financování, stejně tak je na úrovni vlády schválen Harmonogram výstavby dopravní infrastruktury, nicméně tyto dokumenty mají rámcový charakter, postrádající právě konkrétní provázanost mezi potřebou a zdrojem jejího krytí. Neustále jsme tak vystavováni situaci, že při klesajícím výhledu zdrojů vlastně nevíme, které stavby jsme schopni dokončit, které můžeme zahájit nebo naopak, které z důvodu nedostatku peněz zahájit nelze. • Je nutné, a souvisí to přímo s předcházejícím bodem, stanovit koncepci zdrojového zajištění financování. I na tomto opatření se Tripartita shodla. Příprava liniových dopravních staveb a doba jejich výstavby vyžadují jasnou koncepci financování, ta musí být v prvé řadě dlouhodobě stabilní. • Právě stabilizace finančních zdrojů je základním předpokladem dlouhodobě udržitelného plánování a rozvoje dopravní infrastruktury. Zdroje musí být nastaveny tak, aby bylo možné financovat nejen potřeby údržby, ale také realizaci nových staveb. Optimálním se jeví roční rámec zdrojů ve výši 100 mld. Kč ve stálých cenách roku 2010. Cestu k dalším zdrojům pro financování dopravní infrastruktury je možné hledat kombinací daní a poplatků, dotací ze státního rozpočtu, úvěrů a dluhopisů, důsledného využití možností zdrojů z fondů EU a vnitřních úspor systému díky expertízám nákladů staveb, ale také možností participace samospráv na realizaci pro ně důležitých dopravních staveb. • Výraznou komplikací dopravních staveb se stává legislati4

va, která umožňuje účelové napadání správních rozhodnutí, nadstandardní požadavky na objektovou skladbu stavby a blokování procesu přípravy a realizace investic. To vše vede k neefektivitám a prodražování staveb. • Proto je nutné přistoupit k revizi relevantních legislativních podmínek týkajících se územního plánování, stavebního řízení, projektového řízení apod. Také je nutné se zaměřit na optimalizaci časového průběhu přípravy a realizace staveb. • Dalším důležitým opatřením je okamžité zavedení systému expertízy (supervize) nákladů staveb sledující efektivitu a účelnost vynakládaných zdrojů v celém životním cyklu projektu. Je nutné zvýšit tlak na hospodárnost vynakládaných zdrojů. Očekávaný potenciál úspor se pohybuje v rozmezí 5 až 8 % z ceny díla. • Myšlenka supervize nákladů není ničím nová, již v roce 2006 žádala Poslanecká sněmovna Státní fond dopravní infrastruktury, aby prováděl tuto supervizi staveb s investičními náklady nad 300 mil. Kč. Nic se však od té doby neposunulo. Až Tripartita do svých zmiňovaných třinácti opatření supervizi zařadila. • Pozornost je také nutné věnovat parametrizaci výběrových řízení a organizaci výstavby. Nastavení a průběh výběrových řízení musí být procesem transparentním a otevřeným, s minimalizovaným potenciálem pro korupční chování. Formulace a parametrizace výběrového řízení musí garantovat dodržení limitní ceny objektivizovanou odbornou expertízou. Důsledkem tohoto opatření musí být také tlak na vnitřní racionalizaci stavebních firem. • Smysl má také revize záměrů s cílem optimalizovat vynakládání zdrojů na nové projekty v době hospodářského poklesu. Je namístě posoudit a porovnat efekty jednotlivých záměrů, např. zda je účelnější budovat obchvaty měst nebo financovat zavedení elektronických vinět pro osobní automobily. • Důležitou oblast ve vazbě na chybějící finanční zdroje představují projekty PPP, jako alternativní forma financování. Není čas na další diskuse, je čas reálných kroků k realizaci několika projektů PPP v dopravní infrastruktuře. Uplatnění soukromých zdrojů závisí na legislativě, rychlosti a kvalitě projektové přípravy a parametrizaci výběrového řízení na koncesionáře. Významnou determinantou současného systému financování dopravní infrastruktury je stav veřejných financí, odrážející mimo jiné i dopady hospodářské krize. Právě investice do dopravní infrastruktury se však mohou stát žádoucím palivem do motoru ekonomiky. Z hlediska multiplikačních efektů platí, že se státu do rozvoje dopravních cest investovat vyplatí. Finanční prostředky vložené do dopravní infrastruktury se dobře zhodnocují a mají vysokou návratnost. Pokud země disponuje kvalitní sítí silnic, železnic, ale i možností vodní dopravy, je mnohem přitažlivější nejen pro potenciální investory, ale i pro turisty. Navíc s růstem dopravy se zvyšuje i ostatní spotřeba, rozvíjí se služby, vznikají další příležitosti pro pracovní místa. Platí, že každý investovaný milion do infrastruktury stabilizuje tři až čtyři pracovní místa nejenom ve stavebnictví, ale i v dalších oborech. To nemluvíme jen o zaměstnancích stavebních firem, ale je to také o výrobcích stavebních hmot, dopravcích, obchodnících, ale třeba i hospodských. Také platí, že z každého státem investovaného milionu se mu zpět vrátí v příjmech či jiných úsporách více než 50 % investované částky, např. na daních z mezd


❚

4/2010

TÉMA ❚

či zisků, nebo na dani z přidané hodnoty. Nezapomínejme ani na odvody do sociálního a zdravotního systému. Příznivý efekt dotváří také fakt, že stát nemusí vyplácet dávky, které by musel vyplácet nezaměstnaným. Základní propočty potřeb financování vykazují nutnost vynaložit na rozvoj dopravní infrastruktury do roku 2020 objem finančních prostředků minimálně ve výši 1 biliónu Kč (bez započtení inflace), tj. je třeba se vrátit k tezi minimálních ročních zdrojů ve výši 100 mld. Kč. Přibližně 30 % tohoto objemu představují výdaje na údržbu již provozované dopravní infrastruktury. Situaci je třeba řešit z pohledu krátkodobého – do období překonání hospodářské krize a s ní spojeným vývojem státního rozpočtu – a střednědobého, kdy zdroje státního rozpočtu opět porostou a dopravní infrastruktura z hlediska financování by se mohla k trajektorii 100 mld. Kč ročně opět vrátit (období cca po roce 2015).

TOPIC

ného odčerpávání evropských prostředků zajištění podmínek pro dlouhodobou udržitelnost systému financování. Je třeba hledat optimální kombinaci řešení jak na straně zdrojů, tak na straně výdajů. Je nutné věnovat pozornost důsledné kontrole hospodárnosti vynakládaných finančních zdrojů v celém procesu přípravy a realizace staveb. Vyšší efektivita znamená více disponibilních zdrojů. Stabilita financování dopravní infrastruktury je rovněž jedním ze základních předpokladů pro tvorbu rozvojové strategie stavebních firem a i v tomto kontextu (z makroekonomického i mikroekonomického posouzení) je třeba velmi vážně zvážit důsledky poklesu zdrojů pro financování výstavby a modernizace dopravní infrastruktury – vždyť vazbu na zaměstnanost ve stavebních firmách a kvalitu pracovní síly (zamezení odlivu vyškolené pracovní síly), stavební kapacity, strojové vybavení a jeho technickou úroveň snad není třeba více zdůrazňovat.

SHRNUTÍ

Jednoznačným cílem musí být stabilizace národních zdrojů pro financování dopravní infrastruktury a v kontextu postup-

4/2010

❚


Ing. Pavel Švagr, CSc.

5

TÉMA ❚

TOPIC

KONGRES fib 2010 Letos uběhly již čtyři roky od minulého kongresu fib 2006, který se konal v Neapoli, a nastal čas pro další kongres fib 2010. Tentokrát byl uspořádán ve Washingtonu DC v USA. Podobně, jako tomu bylo při symposiu fib v roce 2000, byl kongres spojen s výroční konferencí americké organizace PCI (Precast/Prestressed Concrete Institute). Jednání se konala v novém konferenčním centru Gaylord National Resort, které leží na jih od hlavního města na břehu řeky Potomac. Zcela nová aglomerace National Harbor (otevřená v roce 2008) obsahuje hotely, parkovací domy, konferenční centrum a další objekty. Konferenční centrum Gaylord je napojeno přímo na hotel a obsahuje mnoho sálů v několika podlažích. Hotel má v půdorysu tvar U a vnitřní atrium je zakryto prosklenou stěnou a skleněnou obloukovou střechou (obr. 1). Atrium je klimatizovaným prostorem se zdánlivým kontaktem s vnějším prostředím. V tomto jistě atraktivním prostředí se sešlo přes dva tisíce účastníků, kteří sledovali rozsáhlý program kongresu a výroční konference PCI. Odborný program byl zahájen v sobotu 29. května uvítáním v prostoru doprovodné výstavy. Na výstavě bylo možno vidět přes devadesát stánků, naši republiku reprezentovala firma Červenka Consulting. Jednání kongresu předcházelo jednání Generálního shromáždění fib. Po dvou letech byly opět na programu volby nového vedení a zejména prezidenta fib. Novým prezidentem fib na roky 2011 a 2012 byl zvolen profesor György L. Balázs z Technické Univerzity v Budapešti, který je u nás velmi znám, protože mimo jiné mnohokrát navštívil např. Betonářské dny nebo Kongres CCC, pořádaný u nás v roce 2006. Odborný program byl zahájen v neděli již od časných ranních hodin. Na slavnostním zahájení promluvil prezident PCI pan James G. Toscas a pak současný prezident fib profesor Michael Fardis. Dalším bodem programu bylo vyhlášení výsledků sou-

1 Obr. 1

Atrium hotelu Gaylord

❚

Fig. 1

Obr. 2 Lávka přes Svratku v Brně ❚ Bridge over the Svratka river in Brno

Atrium of the Gaylord hotel

Fig. 2

Pedestrian

Obr. 3 Udělení Freyssinetovy medaile Prof. Stráskému ❚ Fig. 3 Prof. J. Stráský receiving Freyssinet Medal Obr. 4 Nominované konstrukce, a) butova NTK, b) most přes Labe u Nymburka, c) most přes Odru a Antošovické jezero ❚ Fig. 4 Nominated structures, a) building of National Library of Technology, b) bridge over the Labe river, c) bridge over the Odra river

těže o vynikající betonové konstrukce organizované fib ve čtyřletých intervalech. Ve dvou kategoriích (budovy a inženýrské konstrukce) odborná porota v čele s panem H. R. Ganzem vybírá stavby označené jako nominované, vyšší ocenění je speciální (čestné) uznání a nejvyšším oceněním je titul vynikající konstrukce. Nominaci získaly tři konstrukce z České republiky (obr. 4) – Budova Národní technické knihovny v Praze Dejvicích (Beton TKS 1, 2/2008, 6/2009, pozn. red.), Most přes Labe u Nymburka (Beton TKS 4/2007, pozn. red.) a Most přes Odru a Antošovic-

2

6


❚

4/2010

TÉMA ❚

ké jezero (Beton TKS 4/2008, pozn. red.). Mezi vynikající konstrukce byla vybrána Lávka přes Svratku v Brně (obr. 2), kterou projektoval Prof. Stráský (Beton TKS 4/2008, 4/2009, pozn. red.). (Všechny vybrané konstrukce jsou popsány ve zvláštní publikaci rozesílané členům fib, další informace lze získat prostřednictvím ČBS, národní skupiny fib.) Na kongresech se též uděluje mimořádné ocenění za vynikající technický přínos k rozvoji konstrukčního betonu, které patří k nejprestižnějším oceněním udělovaným fib – Freyssinetova medaile. Ve Washingtonu byla tato medaile udělena profesoru Jiřímu Stráskému (obr. 3). K tomuto významnému úspěchu i k získání nejvyššího ocenění za lávku přes Svratku prof. J. Stráskému jménem svým i jménem redakce srdečně blahopřeji. Na kongresu bylo předneseno kolem pěti set příspěvků vybraných vědeckým výborem. Program byl rozdělen do osmi tematických sekcí, které probíhaly paralelně. Nejvíce obsazené sekce pokrývala témata Vývoj a navrhování a Mosty a dopravní stavby. Pozornost byla věnována i vysoce aktuálním otázkám, jako je udržitelný rozvoj nebo vývoj betonů velmi vysokých pevností (UHPC). Zvláštní sekce se zabývala aktivitami fib, kde byla prezentována první kompletní verze Model Codu 2010. Ten vyšel již i tiskem v řadě publikací fib, jako Bulletin č. 55 a 56. Členové fib je mají k dispozici v rámci příspěvků, nečlenové je mohou zakoupit přes internetové stránky fib (www.fib-international.org). Nedílnou součástí kongresu jsou i národní zprávy, v kterých členské země představují své stavby realizované od doby minulého kongresu. Bohužel, vzhledem k nákladnosti přípravy těchto publikací, rozvoji internetu a současné ekonomické situaci, počet zpráv prezentovaných jednotlivými zeměmi klesá. Byly předloženy tradičně obsažné zprávy z Itálie nebo Švýcarska. Bohužel nebyla sestavena německá zpráva, která v minulosti patřila k nejzajímavějším. Vysoce kvalitní zprávu, co do obsahu i grafického zpracování, za Česko připravil tým ČBS. Dále byly k dispozici např. zprávy z Francie, Slovenska, Maďarska, Japonska a Indie.

TOPIC

4a

Na kongresu bylo předneseno deset příspěvků z ČR prezentujících, jak realizované mosty a inženýrské konstrukce, tak i výsledky výzkumu. V závěrečné sekci pozval předseda ČBS Ing. Kalný účastníky na sympozium fib 2011, které se bude konat v červnu příštího roku v Praze. Kongres jako obvykle shrnul výsledky dosažené za uplynulé čtyři roky. Zejména je patrné, že vývoj se ubírá směrem aplikace nových materiálů a betonů mimořádných vlastností. Též se prosazují netradiční technologie výstavby vedoucí k jejímu zrychlení a zjednodušení. Zvláště na americké půdě se výrazně prosazuje prefabrikace. Je potěšitelné, že na kongresu bylo významně zastoupeno betonové stavitelství naší země. Počet staveb v soutěži, jejich ocenění, Freyssinetova medaile pro prof. Stráského i příspěvky přijaté do odborného programu svědčí o tom, že beton v ČR je na světové úrovni, a je proto nutné podporovat výstavbu dalších betonových staveb, abychom neztratili krok v rychle se rozvíjejících technologiích betonových konstrukcí. Prof. Ing. Jan L. Vítek, CSc.

3

4b

4c

4/2010

❚


7

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E

❚

STRUCTURES

OBLOUKOVÝ MOST PŘES OPARENSKÉ ÚDOLÍ ❚ THE OPARNO VALLEY ARCH BRIDGE

1

Milan Kalný, Václav Kvasnička, Pavel Němec, Jan L. Vítek, Alexandr Tvrz, Robert Brož, Milan Špička Most přes Oparenské údolí leží na dálnici D8 spojující Prahu a Drážďany v malebné kopcovité krajině vulkanického původu, která je součástí Chráněné krajinné oblasti České středohoří. Každý ze dvou téměř identických rovnoběžných mostů délky 275 m převádí dva jízdní pruhy dálnice. Vzhledem k umístění mostu bylo nutné respektovat zvláštní požadavky a omezení pro jeho výstavbu. Oblouk byl betonován letmo s dočasnými závěsy a provizorními pylony. Rozpětí betonových oblouků 135 m je druhé největší v České republice. Nádherná krajina v okolí mostu byla jedním z důvodů pro volbu návrhu obloukového mostu. Cílem bylo postavit konstrukci, která je elegantní, zapadá citlivě do krajiny, je trvanlivá s minimálními nároky na údržbu a odpovídá požadavkům na dlouhodobě udržitelný rozvoj. ❚ The Oparno arch bridge is situated on the D8 motorway from Prague to Dresden in a scenic hilly volcanic landscape in the preserved natural area called “České středohoří”. Each of two parallel, almost identical, 275 m long bridges supports two lanes of the motorway. Due to its location, special requirements and limitations had to be met during construction of the bridge. The arch was built using a cantilever casting technology with temporary cable-stays and auxiliary pylons. The span of concrete arches 135 m is the second longest one in the Czech Republic. A beautiful countryside along the bridge was one of the reasons why an arch bridge was chosen for erection. The aim was to build a structure which is elegant, fits well into the landscape, is durable with low maintenance costs and complies with the requirements on sustainability.

šení krajinného rázu byly při projektové přípravě rozhodující. Po dokončení stavby 0805 vznikne ucelený dálniční tah Praha–Ústí nad Labem–státní hranice. Automobily projedou nově budovaným úsekem za deset minut v režimu optimálního spalování pohonných hmot s minimálními emisemi, zatímco nyní se prodírají hustě obydlenou oblastí po nepřehledných úzkých silnicích někdy i hodinu. V Ústí nad Labem, Lovosicích, Velemíně, Bořislavi a v dalších obcích si konečně oddechnou od tranzitní dopravy. Most se nachází v III. zóně CHKO České středohoří. Mostním objektem přechází dálnice cennou lokalitu Oparenského údolí s Milešovským potokem, tratí ČD Lovosice-Řetenice a polními cestami. Během výstavby nebylo možné provádět stavební práce v údolí mezi strmým svahem na pravém břehu Milešovského potoka a tratí ČD. Most je umístěn vysoko nad údolím a je opatřen protihlukovými stěnami tak, aby ani během provozu nedošlo k ovlivnění prostředí v Oparenském údolí. Již v závazné dokumentaci pro územní rozhodnutí (DÚR) (1996) byla pro přemostění Oparenského údolí zvolena koncepce obloukového železobetonového mostu, zejména s ohledem na požadované velké rozpětí, vyloučení stavební činnosti v údolí při výstavbě letmo, estetické působení a minimalizaci budoucí údržby. V DÚR se předpokládalo rozpětí oblouku 146 m. Po předběžném geotechnickém průzkumu ve fázi projektu pro stavební povolení (1998) bylo rozpětí zmenšeno na 135 m tak, aby se patky oblouku dostaly do polohy, kde navětralé ruly jsou v dostupné hloubce. Dále

U M Í S T Ě N Í T R A S Y A V Ý V O J N ÁV R H U M O S T U 2

Trasa dálnice D8 sleduje historický dopravní koridor podél řeky Labe „Via Porta Bohemica – Cesta Českou bránou“. Takto je označován vstup řeky Labe do skalnaté průrvy Českým středohořím u Velkých Žernosek. Téměř svislé skalní stěny jsou zde vysoké skoro 140 m a kaňonovité labské údolí se odtud táhne až do Saska. Do této oblasti s intenzivním osídlením již nešlo umístit moderní dálniční komunikaci. Dálnice D8 je součástí IV. evropského multimodálního dopravního koridoru Berlín–Drážďany–Praha–Bratislava–Budapešť–Sofie–Istanbul, který byl schválen Panevropskou konferencí v roce 1994. Kromě tranzitní role plní tato komunikace i regionální úlohu – propojení ústecké, litoměřicko-lovosické a středočeské aglomerace, proto by ani nebylo vhodné se od tradiční trasy příliš vzdálit. Posledním rozestavěným úsekem dálnice je stavba 0805 Lovosice–Řehlovice délky 16,4 km přes citlivou Chráněnou krajinnou oblast České středohoří, kde požadavky správy CHKO na minimální naru8


❚

4/2010

❚


3

STRUCTURES

4

bylo změněno konstrukční řešení navržené původně v DÚR, místo dominantního komorového oblouku tloušťky 2,4 až 3,5 m s vylehčenou mostovkou byl navržen plnostěnný oblouk tloušťky 1,3 až 2,4 m spolupůsobící s nosnou konstrukcí a kloubově připojenými pilíři. Toto řešení pokládal projektant za vyváženější, lehčí a jednodušší pro výstavbu. Byl zvažován i návrh přemostění s jedním obloukem a nosnou konstrukcí pro oba jízdní směry, ale zejména z provozních důvodů bylo toto řešení zamítnuto. Architektonické působení mostu bylo konzultováno a řešeno spolu s Prof. akad. arch. Petrem Keilem. Koncepce mostu vychází ze zásady, že u dopravní stavby vyplývá architektura mostu ze správně navržené konstrukce, která má optimalizovaný tok vnitřních sil a celkový tvar harmonizující s okolím. Kvůli zdržení způsobenému výkupem pozemků a projednáváním stavebního povolení mohla výstavba začít až v roce 2008. Během těchto deseti let se dále vyvinula technologie betonových konstrukcí, a bylo proto možné optimalizovat původní návrh mostu. Ve vzájemné spolupráci projektanta a zhotovitele stavby bylo navrženo použití vyšší pevnostní třídy betonu pro oblouk, mostovku i pilíře místo původně navržené třídy C30/37, tento monoliticky prováděný beton byl v době zpracování dokumentace DSP a ZDS běžně dostupný v přijatelné vzdálenosti od stavby. To vedlo k značným úsporám objemů betonu a umožnilo navrhnout lehčí a trvanlivější konstrukce. Navržené a realizované změny vedly k úspoře množství cementu, přispěly k energetickým úsporám a redukci emisí kysličníku uhličitého.

Zvýšení třídy betonu pro nosné konstrukce a redukce ploch průřezů má zejména následující výhody: • Snížení množství ukládaného betonu a snížení zátěže od těžké stavební dopravy v ekologicky citlivém prostoru CHKO a v obcích ležících na přístupových trasách stavby. • Zvýšení kvality a trvanlivosti nosných konstrukcí. • Doprava betonové směsi a rychlost ukládky do bednění v jednotlivých postupových záběrech se zjednodušila a zrychlila. • Vylehčení průřezu bylo provedeno ve střední části průřezů tak, aby úprava měla minimální vliv na tuhost konstrukcí, vnější obrysy konstrukcí se nezměnily. ZAKLÁDÁNÍ MOSTU A SANACE PODLOŽÍ

Patky oblouku Patky oblouku, stejně jako všechny pilíře a opěry mostu jsou založeny vysoko nad údolím, hladina podzemní vody zde ne-

Obr. 1

Vizualizace mostu

❚

Fig. 1

Visualization of the bridge

Obr. 2

Typický příčný řez

❚

Fig. 2

Typical cross section

Obr. 3 Schéma betonážního vozíku traveller Obr. 4

Výsuvná skruž

❚

Fig. 4

❚

Fig. 3

Scheme of the form

Movable scaffolding system

Obr. 5 Podélný řez mostu s pylony a dočasným zavěšením ❚ Fig. 5 Longitudinal section with pylons and temporary stays

5

4/2010

❚


9


❚

STRUCTURES ❚

Obr. 6 Betonáž oblouku s vozíkem form traveller

Fig. 6

Obr. 7 Postup výstavby letmou betonáží cantilever construction Obr. 8

Uzavřený první oblouk

❚

Fig. 8

❚

6

byla zastižena. Geologické poměry jsou příznivé pro plošné založení celého mostu v dostupné hloubce pod terénem, kde jsou uloženy zvětralé a navětralé horniny skalního podloží. Výstavba plošných základů probíhala ve stísněných poměrech s velkým sklonem svahů údolí. Patky oblouku se zazubenou základovou spárou jsou založeny v úrovni 4 až 5 m pod terénem a umožňují zachycení značných vodorovných sil. Při vypracování dokumentace pro stavební povolení a zadání stavby nebylo možné provést standardní geotechnický průzkum v zalesněných svazích chráněného Oparenského údolí pomocí vrtaných sond pod každým pilířem, práce by vyžadovaly vykácení části lesního porostu ve svazích údolí a vybudování přístupových komunikací. Z těchto důvodů byly sondy provedeny pouze v údolí potoka a za opěrami mimo vlastní přemostění. Pod každou patkou oblouku byly provedeny dvě kopané sondy do hloubky 3 až 3,6 m, kde byla zastižena navětralá rula tř. R3, místy R2-R3. V zadávací dokumentaci byl uveden požadavek na provedení doplňkového geotechnického průzkumu základové spáry v místě paty každého pilíře a patek oblouku. Pro obloukové mostní konstrukce je spolehlivé založení rozsáhlých patek, do kterých je vetknut obloukový pás, jednou z hlavních podmínek pro návrh a spolehlivou funkci mostní konstrukce. Po předání staveniště objednal zhotovitel podrobný IGP a současně zahájil výkopové práce v místech pilířů. Na obou stranách údolí se pod křídovým souvrstvím nacházely středně až silně rozpukané ruly v podstatně zvětralejším stavu, než se očekávalo a horniny třídy R3 byly uloženy ve větších hloubkách. Projektant po doporučení geotechnického dozoru požadoval dále uvedené staticky nutné úpravy zakládání, které se díky operativnímu přístupu stavby i investora podařilo realizovat bez větších problémů. Pro patky oblouku na pražské straně údolí bylo nutné zahloubit základovou spáru o cca 1 m, rozšířit základ konstrukcí z málo vyztuženého betonu C25/30 na šířku 12 m a výpočtová únosnost podloží pod plošným základem byla požadována min. 800 kPa. Na ústecké straně údolí bylo nutné zahloubit základovou spáru o cca 2 m, rozšířit základ na šířku 14 m a požadovaná výpočtová únosnost podloží byla min. 600 kPa. Pilíř P4 na pražské straně údolí byl posunut proti směru staničení o 2 m s tím, že dvě sousední pole ve svahu byla zkrácena, takže délka mostu se 10

Noční pohled na stavbu

❚

Fig. 7

Progressing

First arch closed

Obr. 9 Betonáž druhého oblouku s vozíkem casting on the form traveller Obr. 10

Arch casting on the

Fig. 10

❚

Fig. 9

Second arch

Site night view

nezměnila. Úpravou rozpětí se minimalizovala kubatura betonu C25/35 pod základem i příslušné výkopy. Větší rozsah zakládání v oblasti s velmi těsným záborem si vyžádal částečně zajištění stability výkopů ve sklonu 5 : 1 pomocí hřebíkování a na ústecké straně údolí bylo nutné výkop po levé straně ve směru staničení pažit. Vzhledem k rozpukanosti podloží a sklonu vrstev krystalinika byly dále základy P2, P3, P12 a P13 zajištěny pomocí sedmilanových horninových kotev, které byly navrženy zejména pro kotvení zpětných závěsů při výstavbě oblouku letmo. Horninové kotvy jsou chráněny předepsaným způsobem proti korozi a min. 10 % z celkového počtu je monitorováno osazenými dynamometry. Sanace podloží pilíře P13 Při výkopových pracích v místě pilíře P13 byla v pískovcovém masivu v úrovni základové spáry zjištěna v levé a střední části základu široce rozevřená trhlina, která procházela cenomanským pískovcovým souvrstvím až do níže uložených rul opárenského krystalinika. Povrchová vrstva rulového eluvia mocnosti do 0,5 m byla značně zkaolizovaná a tvoří více stlačitelnou vrstvu mezi pískovci v nadloží a poměrně zdravou rulou v podloží. Příčinou výskytu rozevřené trhliny byla kombinace vyklonění pískovcového bloku o 100 až 200 mm v důsledku rozvolnění skalního masivu v procesu zařezávání Opárenského potoka do podloží a současně zatlačení uvolněného bloku do relativně stlačitelného eluvia rovněž o cca 100 mm. Tento nález byl potvrzen experty z České geologické služby. Kromě této rozevřené trhliny se v pískovcovém masivu nachází celkem pravidelná síť podélných a příčných trhlin. V souladu s doporučením geologických expertů navrhl projektant sanaci a technickou stabilizaci pískovcové vrstvy. Stabilizace byla nutná jednak pro spolehlivé zajištění základu P13, kde během výstavby oblouku jsou kotveny značné tahové šikmé síly, a dále pro trvalé zajištění pilíře P13 ve strmém svahu proti případnému sedání nebo pootočení za provozu dálnice. Při sanaci bylo postupováno následujícím způsobem: • Horní část trhliny se zabetonovala betonem C25/30. • V trhlině se provedly po cca 4 m svislé a šikmé vrty ∅ 90 mm až do vrstvy rul. Spodní část trhliny byla zainjektována cementovou směsí. • Vybetonovala se horní vrstva konstrukčního betonu pod základy. • Ve svahu před skalním blokem se odtěžila lavice, ze které se provedlo deset sub-horizontálních vrtů pro injektáž skalního masivu cementovou směsí do hloubky 9 m. • Provedlo se devět vrtů pro trvalé 7lanové horninové kotvy DSI pod úhlem 45° délky min. 17 m, z toho kořen v rule měl délku min. 6 m. Kotvy byly tlakově injektovány v plné délce a zároveň tak plní funkci injektážních vrtů. • U vrtů byly vybudovány železobetonové podkotevní bloky a kotvy byly napnuty silou 930 kN. • Při sanačních pracích a napínání kotev byly monitorovány deformace s přesností 1 mm.


❚

4/2010


❚

STRUCTURES

7

V Ý S TAV B A N O S N É K O N S T R U K C E

Výstavba mostu probíhala ve zvláštních podmínkách. Most je umístěn v chráněné krajinné oblasti, což výrazně omezovalo možnosti pohybu a činností na staveništi. Nebylo povoleno vstupovat ani jinak zasahovat do údolí mezi patkami oblouku. Tím byla výrazně ovlivněna technologie výstavby mostu. Vznikla tak dvě nezávislá pracoviště na obou stranách údolí, odkud byl most postupně budován. Protože se oblouk mostu musel zatěžovat přibližně symetricky, bylo nutné mít veškeré technické vybavení pro výstavbu mostu dvakrát na obou pracovištích. Prostor pro stavební činnost byl velmi omezen i ve směru šířky mostu. Zábory měly pouze minimální šířku odpovídající šířce mostní konstrukce. Tím bylo např. znemožněno postavit jeřáby vedle mostu, musely být umístěny mezi mosty. To vyžadovalo ponechat do jejich demontáže v určitém úseku nedobetonované konzoly mostu, protože do mezery mezi mosty by se věže jeřábů nevešly. Všechny tyto skutečnosti vedly k mimořádným nárokům na realizaci mostu s dopadem i do nákladů na výstavbu. Výstavba probíhala v následujícím pořadí. Po vybudování základů všech pilířů a patek oblouku se přistoupilo k betonáži pilířů mimo oblouk a části opěr. Pak byla zahájena betonáž oblouku a současně se betonovala tři krajní pole mostu, která nejsou nad obloukem. Zhotovení krajních polí bylo podmínkou pro instalaci dočasných pylonů, které sloužily k vyvěšování oblouku. Po dokončení oblouku a zabetonování vrcholové spáry se vybetonovaly pilíře na oblouku. Bylo možné též demontovat dočasné pylony a pomocí posuvné skruže dokončit pole mostu nad obloukem. V zájmu urychlení výstavby byly činnosti na jednotlivých mostech kombinovány. Oblouky byly betonovány po sobě, avšak výsuvné skruže, které byly na staveništi dvě, se po vybetonování krajních polí prvního mostu přesunuly na most druhý, aby se s jejich pomocí vybetonovala též krajní pole a pak se přesunuly opět na první most k betonáži polí nad obloukem. Nakonec se s jejich pomocí betonovala pole nad obloukem u druhého mostu. Snaha urychlit výstavbu byla aktuální v roce 2008 a 2009, kdy se čekalo, že budou otevřena další staveniště na D8. Bohužel stavba některých částí dálnice nebyla ještě ani v roce 2010 zahájena a zatím není známo, kdy bude dále pokračovat. 4/2010

❚

8

9

10


11


❚

STRUCTURES

11

Pilíře a opěry Opěry mostu jsou navrženy jako masivní s přístupem k ložiskům z prostoru před lícem opěry a s možností kontroly mostních závěrů zespoda. Součástí opěr jsou zavěšená křídla. Z estetických důvodů je přední líc opěry zaoblen a částečně obložen kamenným obkladem z křemenného porfyru z místních lomů. Ze stejného materiálu budou provedeny obklady svahu pod mostem a části schodiště vedle křídel opěr. Samostatné pilíře ve svazích údolí a pilíře nad obloukem jsou navrženy jako stěnové plného průřezu. Každý pilíř má opsaný půdorysný rozměr 5,5 x 1,1 m (0,8 m nad obloukem) se zkosením stěn k vnějším hranám a prolomením ve střední části. Prostupy nad obloukem umožňují prohlídky a údržbu, prostupy pod mostovkou prosvětlují konstrukci při šikmých pohledech a také usnadňují budoucí údržbu. Na opěrách a na krajních pilířích jsou instalována hrncová ložiska, na ostatních pilířích je mostovka připojena k pilířům klouby. Výška pilířů je proměnná v rozsahu od 10 až do 31 m podle úrovně terénu pod mostem, pilíře nad obloukem mají výšku do 17 m. Pilíře byly betonovány do bednění o výšce záběru 3,6 m. Bednění, dodané firmou Peri, bylo opatřeno hydraulickým posuvem, který umožnil samošplhací funkci bez nutnosti přestavovat bednění pomocí jeřábu. Systém se osvědčil a bylo dosaženo vysoké kvality povrchu pilířů s otiskem hoblovaných palubek. Oblouk mostu Železobetonový dvoutrámový oblouk tloušťky 1,3 až 2,4 m, šířky 7 m se skloněnými boky z betonu C45/55 je hlavním nosným prvkem mostu. Osa oblouku a osa všech pilířů na oblouku je přímá, směrové zakřivení mostu je dosaženo proměnným odsunem osy mostovky o cca ± 0,35 m. Oblouk byl betonován letmo po lamelách (segmentech) délky až 5,6 m. Délka segmentů byla stanovena optimalizací rychlosti výstavby a tíhy jednotlivých segmentů. Oblouk je značně vyztužen, v dolní části profily až 40 mm, proto i montáži výztuže byla věnována velká pozornost a délka prutů výztuže ovlivňovala též rozhodování o délkách segmentů. Výztuž jednotlivých lamel se dle požadavku zhotovitele stykovala přesahem, v jednom řezu bylo stykováno vždy 50 % betonářské výztuže. První dva segmenty u patek byly betonovány na pevné skruži, další pak pomocí betonážního vozíku. Od druhého 12

segmentu se začalo s vyvěšováním. Po každé betonáži se prováděl přesun vozíku a jeho přesné nastavení dle naměřených hodnot průhybů, které sloužily pro stanovení nadvýšení pro další segment. Po betonáži posledního segmentu vznikla ve vrcholu oblouku mezi oběma obloukovými konzolami mezera o šířce 1,5 m. Před jejím zabetonováním a uzavřením oblouku bylo nutné obě konzoly rektifikovat. K tomu se využilo závěsů. Přesné měření sil v závěsech a deformací oblouku umožnilo optimální nastavení konstrukce tak, aby do ní nebyla vnesena nežádoucí napětí. Po uzavření oblouku bylo možné odstranit závěsy na dočasném pylonu, avšak bylo nutné ponechat závěsy v dolních částech oblouku kotvené na definitivních pilířích, které zajišťovaly stabilitu oblouku při zatěžování skruží pro betonáž desky mostu. Výstavba oblouku přinesla řadu technologických problémů, které bylo nutné řešit před zahájením výstavby. Průřez oblouku i po úpravách vedoucích k jeho značnému vylehčení stále představuje masivní betonový průřez. V dolní části mají oblouková žebra průřez o rozměrech cca 2,1 x 2,4 m. Je navržen z betonu třídy C45/55. Z organizačních důvodů bylo nutné použít beton vyrobený z jemně mletých cementů, který vyvíjel značné hydratační teplo. Byla provedena řada zkoušek s cílem ověřit, zda existuje nebezpečí, že by teploty v betonu oblouku byly příliš vysoké, zejména při letních betonážích. První zkouška byla realizována na modelu části oblouku v měřítku 1 : 1. Teploty přesahovaly 75 °C, proto došlo nejprve k úpravám betonové směsi a pokusům ovlivnit teplotu složek přímo na betonárně. Ukázalo se, že úpravou směsi se teploty betonu sníží jen nepatrně a že chlazení složek, zejména kameniva na betonárně, je nereálné. Proto se hledal jiný způsob, jak teploty snížit. Použití dusíku k chlazení směsi nebylo v tomto případě ekonomické, proto se vyvíjel způsob, jak snížit teplotu betonu v konstrukci. Nakonec se přistoupilo k chlazení betonu vodou vedenou v trubkách uvnitř jednotlivých segmentů oblouku. Bylo nutno řešit otázky typu kolik trubek, jak daleko od sebe, kolik vody, jak teplé a jak velká zásoba chladicího média bude třeba. Z toho plynuly další otázky, kde opatřit led nebo je-li možné brát vodu z potoka pod mostem. Byly provedeny numerické analýzy s cílem stanovit množství tepla v betonu, které je nutné odebrat. Na základě odzkoušení cementu bylo stanoveno množství tepla a dále množství vody, které bude potřeba. Na základě těchto výpočtů byla stanove-


❚

4/2010

❚


na velikost nádrže pro led s vodou, který byl pak používán. Výpočty a experimenty byly realizovány ve spolupráci s VUT v Brně a ČVUT v Praze. Realizační tým pak navrhl zařízení k chlazení. Technicky náročné, ale rozměrově malé zařízení umožňuje řízení teploty chladicí vody i řízení průtoku chladicími trubkami. Funkčnost zařízení byla ověřena na modelu části oblouku. Výsledky experimentu potvrdily funkčnost zařízení a snížení teploty betonu cca o 10 až 12 °C, což znamenalo, že nejvyšší teploty v průřezu v letních měsících nepřesahovaly 65 °C. Na základě dalších vyhodnocení se ještě upravily polohy chladicích trubek v průřezu. Tající led ve vodě, který tvořil chladicí médium, se nakonec dovážel z nedalekých mrazíren, neboť tato varianta se ukázala jako nejekonomičtější. Systém chlazení se spouštěl cca 5 h po zahájení betonáže a byl v chodu přibližně 42 h. Dalším z problémů, které bylo nutno sledovat, byla úspěšnost zhutnění oblouku v dolních částech, kde sklon horní plochy byl velký. Experiment používaný pro měření teplot v betonu byl využit i k ověření technologie hutnění betonu ve skloněných částech oblouku a k vyhodnocení dosažené kvality povrchu. První pokusy nebyly úspěšné, a teprve na dalších tělesech se doladila jak konzistence betonu, tak způsob hutnění povrchové vrstvy a způsob bednění. Při realizaci mostu již tyto technologie byly připraveny a kvalita díla je proto velmi dobrá. Horní bednění se používalo pro segmenty oblouku až do doby než sklon povrchu dosáhl cca 20° (devátý segment ze čtrnácti). Pak již bylo možné použít beton hustší konzistence a horní bednění vynechat. Po zapracování se dařilo betonovat jeden segment mostu za týden, z toho tři dny bylo nutné čekat, než beton dosáhne požadované pevnosti (70 % 28denní pevnosti) nutné pro přesun vozíku. Pro betonáž oblouku byl vyvinut speciální zcela nový betonážní vozík. Ve spolupráci firem Peri a Strukturas bylo vytvořeno složité zařízení, které s minimem požadavků splňovalo potřeby stavby. Hlavním nosným prvkem vozíku jsou dva podélné nosníky umístěné vedle betonovaného oblouku. Ty jsou zavěšeny na dvou příčných nosnících ukotvených do již hotové části oblouku. Na hlavních nosnících je zavěšeno bednění a plošina pro montáž výztuže, která slouží pro podporu výztuže přesahující do dalšího segmentu. Po vybetonování segmentu se zadní příčník přesune jeřábem do přední polohy na novém segmentu a vozík se samočinně pomocí vlastní hydrauliky přesune do nové betonážní polohy. Na hlavních nosnících jsou dále umístěny lávky umožňující demontáž bednění mezi žebry oblouku a ošetřování betonu po odsunutí vozíku do nové polohy. Pylony a závěsy K vyvěšování mostu byly použity pylony postavené na pilířích založených na patkách oblouku. Nejprve se zvažovalo použití ocelových pylonů, které se na první pohled zdají jako nejjednodušší řešení. Brzy se ukázalo, že ocelové pylony mají relativně malou tuhost a dále vyžadují mnoho atypických detailů v místě ukotvení závěsů. Proto se přistoupilo k variantě betonových pylonů. Jsou tuhé a relativně levné. Rozebírání pak bylo usnadněno přípravou spár, kde byly pylony děleny na bloky a postupně demontovány za použití věžových jeřábů trvale instalovaných na stavbě. Provizorní závěsy (materiál, instalace, aktivace, rektifikace, deaktivace) byly předmětem dodávky firmy Doprastav, a. s. Byl použit certifikovaný kotevní systém DSI se závěsy z lan 4/2010

❚

STRUCTURES

12 Obr. 11 Poslední záběry nosné konstrukce na symetricky umístěných skružích ❚ Fig. 11 Last phases of the superstructure on symmetrically located MSS Obr. 12 Stav mostu v březnu 2010 in March 2010

❚

Fig. 12

Progress on the site

2

Ø15,7 mm 1570/1770 MPa jmenovité plochy 150 mm s velmi nízkou relaxací. Jednotlivá lana byla opatřena protikorozní ochranou PE povlakem bílé barvy pro snížení vlivu slunečního osvitu na teplotu závěsů. Lamela 2 až 13 byla vyvěšována dvěma závěsy. Závěsy lamel 2 až 6 byly na svém horním konci kotveny do pilíře 4 resp. 11. Závěsy lamel 7 až 13 byly na horním konci kotveny do provizorního pylonu stojícího na povrchu nosné konstrukce nad pilířem 4 resp. 11. Pro vyrovnání účinku závěsů lamel na pilíř resp. pylon jsou současně se závěsy lamel aktivovány zpětné závěsy, které jsou kotvené v základech pilířů P2, P3, P12 a P13. Na dolní straně provizorních závěsů jsou mrtvé zabetonované kotvy s krátkými úseky závěsů vyčnívajícími nad povrch lamely nebo základu, závěsy se spojkují jednolanovými spojkami. Na horní straně závěsů jsou speciálně upravené kotvy, z tohoto místa se závěsy aktivují a podle potřeby i rektifikují. Postup výstavby má 152 etap, pro které je prováděn výpočet nastavení tvaru a zpravidla je požadována i zpětná kontrola. Deska mostovky Podélně předpjatá desková mostovka má konstantní tloušťku a dvě podélná žebra o výšce 1,2 m. Příčný spád obou mostů je pravostranný 2,5 %, u ústecké opěry se zvětšuje až na 3,5 %. Šířka mostovky je 14,3 m. Spodní deska průřezu je široká 7 m, vyložení konzol mostovky činí 3,5 m. Jsou navrženy povrchové těsněné lamelové mostní závěry s úpravou pro snížení vlivů dynamických účinků a emise hluku. Existuje více variant pro výstavbu desky mostovky, které byly postupně zvažovány, než se dospělo k finálnímu realizovanému řešení. Pro vlastní betonáž by byla ideální skruž se spodní nosnou konstrukcí, která má shora otevřený prostor a umožňuje snadnou montáž výztuže, předpínacích kabelů i betonáž. Taková skruž může být pevná nebo posuvná. Pevná skruž se ukázala jako nevýhodná, protože její výška je značná a materiálu by bylo příliš mnoho. Posuvná skruž s dolní nosnou konstrukcí by byla vhodná v krajních polích, avšak nad obloukem se nehodí, neboť se nemůže kvůli oblouku dostat až do středu mostu. Dále byla zvažována varianta poloprefabrikované desky, kdy by se na podpory instalovaly prefabrikované nosníky, které by tvořily bednění pro žebra a zároveň podpory pro bednění konzol a střední desky mezi podélnými žebry.


13


❚

STRUCTURES

14 13

budou moci být hlavní nosníky dále využity dle potřeb dodavatele. V době přípravy článku (červen 2010) došlo k situaci, kdy další stavba dálnice D8 je zastavena. Metrostav má dokončeny hlavní konstrukce obou mostů. Předpokládá se, že budou ještě postaveny alespoň římsy mostu, aby hlavní stavební části obou mostů byly dokončeny. Pak bude most zakonzervován a bude se čekat, až nastanou legislativní podmínky příznivější k dokončení mostu i celého dálničního úseku. GEODETICKÁ MĚŘENÍ A MONITORING

Nakonec se jako nejefektivnější pro výstavbu použila posuvná skruž s horní nosnou konstrukcí. Tato skruž má nevýhody v tom, že závěsy bednění na horní nosné konstrukci skruže překážejí při instalaci výztuže a předpětí. Dále má nevýhody v tom, že je třeba vytvořit podporu na následujícím pilíři, která je buď integrovaná do konstrukce, např. jako prefabrikovaná část podporového ztužidla, nebo je ocelová a bude pak přenesena na další podporu. V případě mostu Oparno byla zvolena varianta ocelové stoličky instalované na pilíři a pomocí předpínacích tyčí připnuté do hlavy pilíře. Po vybetonování konstrukce byla stolička demontována a vzniklé otvory zabetonovány. Hlavní výhodou byla možnost dojet se skruží až do polohy nad střed oblouku a tak zabetonovat celou desku mostu pomocí jednoho zařízení. Skruže byly na stavbě dvě (na levé a pravé části mostu), aby byl zajištěn postup podle harmonogramu a symetrická betonáž desky nad obloukem, která nepřetěžuje oblouk. Obě posuvné skruže byly vyrobeny z inventárních dílů firmy Peri s výjimkou hlavních nosníků, které musely být vyrobeny individuálně. Po vrácení inventárních částí zpět, 14

Návrh a zejména statický výpočet obloukového mostu byl s ohledem na náročný postup výstavby velmi rozsáhlý a složitý. Projektanti přitom využívali nejmodernější výpočetní techniku se specializovanými programy TDV a LUSAS a navrhli subtilní konstrukci s efektivně využitými průřezy a s optimalizovanými rezervami únosnosti. Pro provedení výpočtů a tvorbu modelů se vycházelo z řady předpokladů a konkrétních podmínek, jejichž dodržení má zásadní vliv na shodu mezi výpočetními hodnotami a skutečným chováním konstrukce. Odchylky reálného chování konstrukce od předpokladů mohou být způsobeny řadou vlivů: nepřesnosti předpokladů statického výpočtu, vliv teplotních změn, vlivy smrštění a dotvarování či odchylky geometrické přesnosti, odchylky od předepsaných technologických postupů a předpisů, odchylky skutečně dosažené kvality materiálů apod. Výstavba typické lamely probíhala v opakovaném cyklu, při němž se prováděla geodetická měření. Jejich výsledky byly zapisovány do projektantem připravených formulářů a zasílány zpět k vyhodnocení. Typický cyklus měření při výstavbě jedné lamely je následující: nastavení vozíku pro betonáž následující lamely, měření po její betonáži, měření po aktivaci závěsů a měření po vysunutí vozíků. Všechna geodetická měření a nastavování se prováděla pokud možno v časných ranních hodinách, s cílem eliminovat vliv teplotních výkyvů, oslunění oblouku a závěsů na geometrii oblouku. Vliv teplotních změn byl značný, výškové deformace od oslunění/ochlazení se pohybovaly v hodnotách až kolem ±80 mm. Současně s měřením po betonáži lamel 4, 7, 10 a 13 jsou kontrolně měřeny i síly v horninových kotvách pod pilíři P2, P3, P12 a P13, které byly vybavené dynamometry.


❚

4/2010

Obr. 13,14 Dokončené nosné konstrukce v červnu 2010 ❚ Fig. 13,14 Completed superstructures in June 2010 Obr. 15 Most nad nedotčeným údolím intact valley

❚

Fig. 15

The bridge over

Pro možnost průběžného monitorování chování konstrukce bylo navrženo diagnostické sledování formou tenzometrického měření poměrných deformací, sledování průběhu teplotních polí v jednotlivých průřezech a geodetického měření skutečných tvarů konstrukce v jednotlivých etapách. U levého mostu, který se začal stavět jako první, je prováděno podrobné sledování konstrukce oblouku ve třinácti průřezech. Kromě patního a vrcholového průřezu jsou sledovány i průřezy pod podporovými stěnami mostovky a průřezy mezilehlé. U pravého mostu je prováděno pouze kontrolní srovnávací měření v redukovaném rozsahu. Pro měření poměrných deformací bylo použito osmdesát vibračních strunových tenzometrů s čidly pro sledování teploty, v každém měřeném řezu byly rozmístěny čtyři. V referenčním řezu levého mostu byla též osazena souprava pro dlouhodobé sledování teplotního namáhání průřezů oblouku a mostovky. Měřící souprava provádí ve zvoleném intervalu prostřednictvím datalogeru záznamy dat, které 1x denně předává dálkově pomocí integrovaného GSM komunikační zařízení na zvolenou adresu ŘSD. Naměřené hodnoty poměrných deformací a teplot jsou spolu s geodetickým monitorováním tvaru konstrukce jedním z podkladů pro průběžné geometrické korekce v průběhu výstavby a pro vyhodnocování průběžného namáhání jednotlivých průřezů. Nainstalovaná měřící sestava bude rovněž sloužit ke sledování napětí při zatěžovací zkoušce mostu. Z dlouhodobého hlediska může poskytnout cenné údaje o změnách chování obloukové konstrukce v souvislosti se smrštěním a dotvarováním betonu. Z ÁV Ě R

Most přes Oparenské údolí je moderní most s omezeným počtem detailů vyžadujících údržbu. Postup výstavby mostu byl vyvinut tak, aby jeho realizace v minimální míře rušila klid chráněné krajinné oblasti. Zvláštní pozornost byla věnována trvanlivosti mostu a redukci množství použitých materiálů. Aplikace betonu vyšší pevnosti vedla k snížení vlastní tíhy mostu a následně i k úspoře betonářské výztuže. Výstavba mostu přes Oparenské údolí nebyla jednoduchá. Obloukový most je sám o sobě z hlediska výstavby složitější než rámové konstrukce nebo spojité nosníky. Jak plyne z článku, při výstavbě byly použity technologie letmé betonáže a technologie betonáže na posuvné skruži. Z toho se dá odhadovat, že kdyby např. místo oblouku byl navržen rámový letmo betonovaný most, byla by konstrukce patrně levnější, už z důvodu aplikace pouze jedné technologie. Zadání objednatele však bylo jednoznačné a vybraná varianta byla podmínkou pro povolení tohoto úseku dálnice. Na druhé straně, porovnáme-li náklady na čtvereční metr mostu s některými jinými mosty stavěnými v ČR, jsou až překvapivě nízké. Most je v exponované oblasti a oblouková konstrukce se rozhodně do dané lokality hodí. Obloukové mosty patří mezi tradiční klasické konstrukce, avšak v tomto případě byly využity nové materiály s vyššími parametry, konstrukce byla vylehčena a i výstavba byla realizována moderními a levnějšími metodami, než dříve postavené obloukové konstrukce u nás, a proto ji lze považovat za moderní a pokrokovou. Projekční i realizační tým je přesvědčen, že 4/2010

❚

15

se podařilo postavit elegantní, estetickou, staticky správnou a trvanlivou konstrukci s využitím možností, které současný stav vědy a techniky nabízí, a věří, že po dokončení bude úspěšně sloužit veřejnosti po dlouhou dobu. Hlavní účastníci výstavby Investor Projektant mostu Dodavatel stavby

Ředitelství silnic a dálnic České republiky Pontex, s. r. o. Metrostav, a. s., Divize 5, Praha

Tabulka spotřeb materiálů Materiál Beton (celkem) [m3] Beton C35/45 (mostovka) [m3] Beton C45/55 (oblouky) [m3] Beton C35/45 (pilíře) [m3] Beton (základy a opěry) [m3] Betonářská výztuž Předpínací výztuž Provizorní závěsy Cena celkem (bez DPH a valorizace) [Kč]


Celkem 16 686 5 164,4 2 563,2 1 996,1 6 962,3 2 272,6 t 159,3 t 156,5 t 401,4 mil.

Na 1 m2 2,025 0,627 0,311 0,242 0,845 276 kg 19,3 kg 19 kg 48,7 tis.

Ing. Milan Kalný e-mail: [email protected] Ing. Václav Kvasnička e-mail: [email protected] Ing. Pavel Němec e-mail: [email protected] všichni: Pontex, s. r. o. Bezová 1658, 147 14 Praha 4 tel.: 244 462 231, 244 062 243 Prof. Ing. Jan L. Vítek, CSc. e-mail: [email protected] Bc. Alexandr Tvrz e-mail: [email protected] Ing. Robert Brož, Ph.D. e-mail: [email protected] Milan Špička e-mail: [email protected] všichni: Metrostav, a. s. Koželužská 2246, 180 00 Praha 8 tel.: 266 709 317

15


❚

STRUCTURES

BETONOVÉ MOSTY NA 2. STAVBĚ RYCHLOSTNÍ KOMUNIKACE R1 SELENEC-BELADICE ❚ CONCRETE BRIDGES AT THE 2ND PROJECT OF THE HIGHWAY R1 SELENEC-BELADICE

1

Ivan Batal, Luboš Lobík Článek informuje o zahájení výstavby velkých betonových mostních objektů na druhém úseku projektu PPP rychlostní komunikace R1 na Slovensku. Výběr konstrukcí ovlivnily hlavně technologické možnosti v souladu s danými požadavky přemostění. ❚ The article informs about the construction start of great concrete bridge structures at the second part of the PPP project of the highway R1 in Slovakia. Selection of structures was influenced by technological possibilities in accordance with existing requirements of the overbridge.

V současné době se české stavební firmy zúčastňují výstavby druhé stavby pozemní komunikace, která je budována systémem PPP (Public – Private – Partnership, tedy partnerství veřejného a soukromého sektoru). Nároky jsou ještě zvýšeny tím, že se jedná o zahraniční projekt. Jde o stavbu slovenské rychlostní komunikace R1, a to ve třech úsecích: • Nitra západ–Selenec • Selenec–Beladice • Beladice–Tekovské Nemce Jako 4. úsek je k projektu připojena stavba Banská Bystrica – severní obchvat. S ohledem na charakter projektu je i jiné rozložení hlavních partnerů výstavby (tab. 1). Není předmětem článku popisovat strukturu PPP projektů, z uvedeného seznamu odborníkovi však vyplyne základní organizace předmětného projektu. 16

Skupinu mostů na 2. a 4. stavbě realizuje v subdodávce firma Stavby mostov Slovakia, a. s., dceřiná firma české mostařské firmy SMP CZ, a. s. Výstavba projektu byla zahájena na podzim roku 2009 a ukončení je stanoveno na podzim roku 2011. V současnosti probíhá na velkých mostech 2. stavby, o kterých informuje článek, výstavba prvních polí nosných konstrukcí. Předpětí je realizováno lanovým systémem DSI Dywidag firmou SM 7, a. s., organizační složka, Slovensko. Jedná se o čtyři mosty na R1: • SO202 – most přes údolí s polní cestou v km 1,586, • SO203 – most přes údolí s cestou III/06434, potokem Kadaň a polní cestou v km 3,334, • SO204 – most přes údolí s cestou III/0655 a polní cestou v km 4,789, • SO212 – most přes cestu I/65, Čerešňový potok a polní cestu v km 15,850. VOLBA KONSTRUKCÍ

Začátek projektu probíhal hlavně výběrem dodavatelů jednotlivých mostních objektů a byly upřesňovány technologie výstavby jednotlivých mostů. Bylo třeba zvážit požadavky zadání, termín a lhůtu výstavby a zvláště technologické možnosti nejen u přímého dodavatele mostu, ale i u dalších dodavatelů mostních technologií. S ohledem na lhůtu výstavby bylo nutné vybrat pro každou nosnou konstrukci

Tab. 1 Rozložení hlavních partnerů výstavby projektu PPP rychlostní komunikace R1 na Slovensku ❚ Tab. 1 Main partners of the PPP Motorway R1 project in Slovakia – scheme of relations

Veřejný obstaravatel Koncesionář Nezávislý dozor Kontrolor Generální dodavatel Hlavní geodet stavby Generální projektant

Ministerstvo dopravy, pôšt a telekomunikacií Slovenskej republiky Granvia, a. s. Arcadis Geotechnika, a. s. SHP Checking & FAST VUT v Brně Granvia Construction, s. r. o. Geodeticca 3D Works, s. r. o. Dopravoprojekt Bratislava, a. s.

technologie odpovídající zadání, kapacitám a volnosti příslušných výrobních a strojních prostředků. Mimo stabilní skruže, které se využívají hlavně pro menší mosty, byly využity následující technologie: • Most 202 – výsuvná skruž Staveb mostov Slovakia pro konstrukci příčného řezu TT realizovanou monoliticky; • Most 203 – segmentová technologie s příčně dělenými komorovými dílci, které se vyrábí ve výrobně mostních dílců na divizi D 3, SMP CZ, a. s., v Brandýse nad Labem a jsou montované zavážecím souborem z firmy Doprastav, a. s., pro pravý most a zavážecím souborem z SMP CZ, a. s., pro levý most (obr. 1 a 2); • Most 204 – spřažená konstrukce podélných prefabrikátů spřažených s monolitickou deskou, vyrá-


❚

4/2010


❚

STRUCTURES

2 Obr. 1 Segmentový most 203 – pohled směrem na Zvolen ❚ Fig. 1 Segment bridge No. 203 – view direction towards the city of Zvolen Obr. 2 Segmentový most 203 – pohled na opěru směrem na Nitru ❚ Fig. 2 Segment bridge No. 203 – view of the bridge support towards the city of Nitra Obr. 3 Nosníkový most 204 – pohled směrem na Zvolen ❚ Fig. 3 Girder bridge No. 204 – view towards the city of Zvolen Obr. 4 Nosníkový most 204 – pohled na pilíř s uložením nosníků ❚ Fig. 4 Girder bridge No. 204 – view of the bridge pillar with girder rating 3

běných a montovaných firmou ZIPP Bratislava, s. r. o., nosníky a příčníky budou montovány mobilními jeřáby (obr. 3 a 4); • Most 212 – spřažená konstrukce podélných prefabrikátů spřažených s monolitickou deskou, vyráběných a montovaných firmou Doprastav, a. s., Závod Prefa, nosníky a příčníky budou montovány mobilními jeřáby. Z výčtu plyne, že výběr mostních technologií byl náročný. Uvážíme-li ještě přísná cenová a termínová hlediska, tak byl velmi náročný.

4

Z A K L Á D Á N Í A S P O D N Í S TAV B Y

Vzhledem ke geologickým podmínkám jsou mosty vesměs založeny na pilotách. V úvodu byly posouzeny vrtané piloty profilu 900 a 1 200 mm. S ohledem na rozhodující význam přípustných sedání vyšel cenově výhodněji 4/2010

❚


17


profil 900 mm. Tuto variantu ještě podporovala skutečnost snazší dostupnosti strojního vybavení pro zhotovení pilot menšího profilu. Vybranému profilu pilot (900 mm) odpovídá jejich množství. Např. segmentový most 203 délky 760 m je založen na 772 pilotách délky až 25 m. Další otázkou bylo založení opěr, neboť geologické podmínky v jejich prostoru často vyžadovaly zřízení konsolidačních násypů, které by omezily sedání opěr v době provozu. Bohužel, vzhledem k rychlosti výstavby, přeložkám sítí a klimatickým podmínkám nemohly být konsolidační násypy všude plně vybudovány. Proto jsou hrncová ložiska na opěrách a přilehlých pilířích připravena k nadzvednutí nosné konstrukce vložením rektifikačních desek. Opěry a pilíře jsou na všech mostech klasických konstrukcí odpovídající po-

❚

STRUCTURES

svým tvarem přizpůsobené pro použití technologie výsuvné skruže pro betonáž nosné konstrukce. Jedná se o tradiční technologii výstavby nosných monolitických dlouhých mostů. Výška trámů je 2,1 m, což je 1/17 vnitřního rozpětí. Most 203 Most celkové délky 760 m tvoří dva souosé spojité nosníky o čtrnácti polích o rozpětí 33,5 m v krajních polích a 48 a 61 m ve vnitřních polích. Nosná konstrukce je jednokomorová příčně dělená montovaná po vahadlech mostním zavážecím systémem a předepnutá na stavbě pouze kabely vnitřního předpětí. Spodní stavba je přizpůsobena výstavbě vahadlovou technologií. Pilíře mají hlavice pro uložení čtveřice montážních lisů a pro dvě definitivní ložiska.

stojkové pilíře na společných základových blocích, založených na pilotách a masivní krajní opěry založené rovněž na pilotách. Uložení nosníků na pilíře se provádí pomocí skrytého prefabrikovaného příčníku, příčného řezu ve tvaru obráceného T. Příčníky nejsou podporovány podpěrnou skruží, ale jsou stabilizovány na hlavách sloupů systémem montážních lisů a táhel (obr. 7). Známá technologie prefabrikovaných nosníků je zmodernizována skrytými příčníky. Celková výška nosné konstrukce je 1,6 m, což představuje 1/20,3 vnitřního pole. Most 212 Most tvoří dva souosé spojité nosníky o dvanácti polích o rozpětí 21 m v krajních polích a 31 m ve vnitřních polích, u levého mostu jsou tři pole zkrácena

5

KONSTRUKCE MOSTŮ

Segmenty jsou z výrobny na stavbu dopravovány po ose. Výška komůrky je 3 m, což je 1/20,3 vnitřního největšího rozpětí. Montáž mostu již byla zahájena (obr. 5 a 6).

Most 202 Most celkové délky 374 m tvoří dva souosé spojité nosníky o jedenácti polích s rozpětím 25 m v krajních polích a 36 m ve vnitřních polích. Nosná konstrukce je dvojtrámová z monolitického předpjatého betonu, budovaná na výsuvné skruži. Spodní stavbu tvoří dvojstojkové pilíře na společných základových blocích, založených na pilotách a masivní krajní opěry založené rovněž na pilotách, které jsou

Most 204 Most celkové délky 497 m tvoří dva souosé spojité nosníky o šestnácti polích o rozpětí 21 m v krajních polích a 33,5 m ve vnitřních polích. Nosníkovou spřaženou konstrukci tvoří předpjaté nosníky typu DZ–97 výšky 1,4 m, osazené horními přírubami nasraz a zmonolitněné betonovou deskou tloušťky 0,2 m. Zmonolitnění spojitosti se provádí pouze betonářskou výztuží. Spodní stavbu tvoří dvoj-

užité technologii výstavby nosné konstrukce a betonované do systémových bednění.

18

na 26,5 m. Celková délka pravého mostu je 352 m a levého mostu 338,5 m. Nosníkovou spřaženou konstrukci tvoří předpjaté nosníky typu DSP VP-04 výšky 1,4 m, bedněné mezi horními přírubami konstrukčními deskami CEMVIN a zmonolitněné betonovou deskou tloušťky 0,22 m. Spodní stavba je stejného typu jako u mostu 204, prefabrikované příčníky jsou však deskové, a tudíž musí být podporovány podpěrnou skruží. Nosníky jsou masivnější, jejich osová vzdálenost může být větší, ale je nutné spodní bednění mezi horními přírubami nosníků. Celková výška nosné konstrukce je 1,62 m, což představuje 1/19,1 vnitřního pole.


❚

4/2010


❚

STRUCTURES

Z ÁV Ě R

V betonářském časopisu by závěrem mělo být něco řečeno o betonářské normě ČSN EN 206-1 případně STN EN 206-1. Obě normy jsou samozřejmě identické, liší se však ve znění Národních příloh. V základě jsou přílohy stejné, v konkrétním znění však rozdílné. Jelikož Národní přílohy mají rozsah co do počtu stránek téměř stejný jako základní norma, je otázkou, jedná-li se ještě o stejná ustanovení. Rozdíly jsou však malé, proto obě Národní přílohy je možno považovat za správné. Pečlivá orientace v přílohách je však nutná. Při jejich znalosti Národní přílohy „obchodní překážky“ nevytváří. Další poznámkou je zkušenost s prací na projektu realizovaném systémem PPP. Největší rozdíly jsou na úrovni investora, případně obstaravatele, generálního dodavatele a projektanta. Vlastní realizační týmy velké rozdíly nepociťují. Kvalitní a odpovědná práce je dnes vyžadována na všech stavbách a profesionální týmy by ani rozdíly nenašly, včetně cenových a termínových tlaků na výsledky. Jedna funkce je přece na předmětném projektu rozdílná. Na stavbě PPP R1 je jmenován estetický poradce. Tím je Prof. Jiří Stráský, který mohl a také stanovil základní koncepci mostů i jejich detailů. Přestože mostní technologie ani jejich detaily nebyly dodnes vždy konstruovány na základě estetických požadavků, týmy se snaží požadavky estetického poradce plnit. I kdyby se vše nepodařilo, zůstane určitě snaha splnit je příště. Ing. Ivan Batal e-mail: [email protected] 6

tel.: 602 133 417

7

Bc. Luboš Lobík e-mail: [email protected] tel.: 728 862 846 oba: SMP CZ, a. s. Evropská 1692/37, 160 41 Praha 6 www.smp.cz

Obr. 5 Segmentový most 203 – nasazení montážního souboru ❚ Fig. 5 Segment bridge No. 203 – fixing of the assemblying equipment Obr. 6 Segmentový most 203 – montáž opěrového segmentu ❚ Fig. 6 Segment bridge No. 203 – assembly of the supporting segment Obr. 7 Nosníkový most 204 – montáž stativa ❚ Fig. 7 Girder bridge No. 204 – assembly of the crossbeam at the pillar top

4/2010

❚


19


❚

STRUCTURES

MOST PŘES VLTAVU NA DÁLNIČNÍM OKRUHU KOLEM PRAHY ❚ THE BRIDGE OVER THE VLTAVA RIVER ON THE PRAGUE RING ROAD

1

Pavel Němec, Václav Kvasnička, Josef Ambrož, Josef Vrtiška V článku je popsán nový most přes Vltavu na jihozápadní části dálničního okruhu kolem Prahy. Most, součást stavby 513, navazuje na mimoúrovňovou křižovatku „Strakonická“, která je součástí stavby 514. Změny v dopravním a konstrukčním řešení křižovatky ovlivnily geometrii a celkové řešení mostu přes Vltavu. ❚

The article describes the design

and construction of the new bridge crossing the Vltava River on the SW part of the Prague ring road. The nearby major "Strakonicka" junction, fundamentally changed after the tender, affected the design of the bridge which has ramps connected in side spans.

Mostní konstrukce je součástí jihozápadní části dálničního okruhu kolem Prahy. Vybudováním této části okruhu dojde k propojení dálnice D1 ve směru z východu s dálnicí D5, která je vedena na západ do Německa. Most přes Vltavu je součástí stavby 513 a navazuje na mimoúrovňovou křižovatku „Strakonická“, která je součástí stavby 514. Řešení křižovatky bylo oproti předchozím projektovým stupňům zásadně upraveno a změny podstatným způsobem ovlivnily i geometrii a celkové řešení mostu přes Vltavu. Zásadní vliv měl zejména posun napojení navazujících dvou ramp křižovatky směrem do krajního pole mostu. Projekt mostu přes Vltavu prošel v průběhu přípravy realizační dokumentace řadou změn. V důsledku zmíněných úprav navazující křižovatky bylo potřeba vyřešit možnost odpojení navazujících ramp od hlavního mostu. Při zachování původní koncepce mostu, kdy byl v zadávací dokumentaci navržen jediný most společný pro oba jízdní směry, poža20

davku nebylo možné vyhovět. Příčný řez se zaoblenými boky byl tvořen šestikomorovým průřezem, který byl zavěšen ve střední rovině pomocí závěsů přes nízké pylony (obr. 6). S ohledem na skutečnost, že se jedná o záplavové území (prostor byl rozsáhle devastován při katastrofálních povodních 2002), bylo snahou zkrátit na minimum dobu nutnou pro využití pevné skruže. Navíc bylo dotčené území na levém břehu hodnoceno jako přírodně cenné. Z těchto důvodů byla pro výstavbu zvolena metoda letmé betonáže v symetrických konzolách s maximálním využitím vozíků. Pouze výstavba koncových lamel na opěře resp. pilíři 4 a výstavba navazujících odbočných ramp byla provedena na pevné skruži. Most je rozdělen na dvě samostatné nosné konstrukce o třech polích rozpětí 68 + 104 + 62,7 m. Výška příčného řezu je 2,6 m v polích a 5,2 m v podporách (obr. 4). Příčný řez je u pravého mostu jednokomorový, u levého širšího mostu dvoukomorový. Most je navržen z betonu C35/45, pole 3 resp. vahadlo 3 z betonu C45/55. Navazující rampa na pravém mostě (sjezd Praha) se odpojuje velmi blízko za hlavním pilířem č. 3, rozšíření konzoly začíná již v hlavním poli (obr. 2, 5, a 10). Rampa má komorový příčný řez konstantní výšky 2 m. Rampa se od hlavní nosné konstrukce postupně zcela odpojí a s navazujícím mostem křižovatky se stýká na samostatném přechodovém pilíři. Navazující most je plochá deska s konzolami, optimální pro menší rozpětí v navazující křižovatce. Nájezdová rampa na levém mostě (nájezd od Zbraslavi) je kratší a od hlavního mostu se odpojuje pouze její střední část. V horní desce zůstává s hlavním mostem spojena až do jeho konce na pilíři 4. Příčný řez je plochý trám výšky 1,3 m, shodný s navazující rampou křižovatky (obr. 2, 5, a 12).


❚

4/2010


❚

STRUCTURES

2

3

4

5

Z A L O Ž E N Í M O S T U , S P O D N Í S TAV B A

Založení opěry 1 a pilíře 4 (součást SOKP 514) je na velkoprůměrových pilotách obvyklým způsobem. Hlavní pilíře jsou založeny na podzemních stěnách tloušťky 800 mm. Paty podzemních stěn se opírají o skalní podklad, který byl při provádění zastižen v menší hloubce, než předpokládal inženýrsko-geologický průzkum. Tvar stěnových elementů byl navržen tak, aby obvodové stěny vytvořily těsněnou jímku pro betonáž základových bloků a nebylo tak potřeba budovat rozsáhlé štětové jímky. Při návrhu i provádění byla věnována pozornost vlivu podzemní vody, která je bezprostředně navázána na aktuální hladinu Vltavy. Pilíře jsou navrženy jako stěnové, v horní části s rozšířením jejich hlavy v příčném směru mostu. Příčné síly vznikající působením ložisek na povrchu rozšířených hlav pilířů jsou zachyceny betonářskou výztuží a předpětím hlav pilířů (obr. 11). Most je uložen na hrncová ložiska. 4/2010

❚

Obr. 1 Celkový pohled na most přes Vltavu the bridge over the Vltava river Obr. 2

Půdorys mostu

❚

Fig. 2

❚

Fig.

General view of

Bridge plan

Obr. 3 Podélný řez s podvěšenou lávkou section with a hung footbridge

❚

Fig. 3

Longitudinal

Obr. 4 Příčné řezy s podvěšenou lávkou with a hung footbridge

❚

Fig. 4

Cross sections

Obr. 5 Napojení odbočných ramp mostu, porovnání variant ZVS a RDS ❚ Fig. 5 Plan of ramps, "ZVS" = tender design, "RDS" = as built (changed due to junction modifications)

NOSNÁ KONSTRUKCE

Nosná konstrukce má stlačenou výšku. Výška v hlavních podporách je 5,2 m, tedy 1/20 rozpětí a v poli 2,6 m, tedy 1/40 rozpětí. Pro předpětí nosné konstrukce mostu i hlav pilířů je použit předpínací systém Skanska se soudržností. Nejsou použity


21


❚

STRUCTURES

6 7a

7b

8

9

22


❚

4/2010

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E Obr. 6 Původní návrh konstrukce, příčný řez design of the bridge structure, cross section

❚

Obr. 7 Betonážní vozíky, a) Doka, b) Strukturas travellers, a) Doka, b) Strukturas Obr. 8

Výstavba mostu

❚

Fig. 8

Fig. 6 ❚

Tender

Fig. 7

Formwork

Erection of the bridge

Obr. 9 Demolice provizorních podpor u pilíře č. 3 ❚ Fig. 9 Demolition of the temporary support at the pier No. 3

volné kabely. Předpětí hlavního mostu je navrženo typicky z 19 Ø15,7 mm. Vahadlové kabely letmé betonáže jsou kotveny ve stěnách, ojediněle pak v kotevních blocích pod horní deskou. Dolní kabely spojitosti jsou kotveny v nálitcích u stěn. Navazující rampy jsou předepnuty kabely, které jsou zakotveny z vnitřku komory hlavního mostu. Napojení ramp se odehrává ve vnitřní části krajního pole o rozpětí ~ 63 m. Dodatečně napojené rampy tak nepříznivě zatěžují nosnou konstrukci hlavního mostu a jsou zpětně ovlivňovány deformacemi hlavního mostu. Předpětí ramp prochází pod ostrým půdorysným úhlem přes krajní stěnu komorového průřezu hlavního mostu a je na vnitřní stěně kotveno do zesílených výztužných prahů, odkud jsou kabely také napínány. Vnější stěna průřezu hlavního mostu je zesílena v krajním poli na tloušťku 1,15 m, mj. pro přenesení lokálních příčných účinků od napojené rampy. V Ý S TAV B A M O S T U

Pro výstavbu každého vahadla byl použit pár betonážních vozíků odlišných výrobců (Strukturas a Doka), bylo tedy nutné sladit horizontální vedení kabelů s ohledem na oba vozíky v oblasti styku vahadel nad řekou. Stabilita vahadel v průběhu výstavby byla zajištěna provi-

❚

STRUCTURES

zorními podpěrami. Pro výstavbu symetricky, až do desáté lamely včetně, byla výhodně použita provizorní podpěra stojící 4,5 m od osy hlavního pilíře, na jeho základovém bloku. Pro další postup, kdy byla vahadla nesymetrická až o tři lamely, byly zřízeny provizorní podpěry pod lamelou 10 resp. 9. Provizorní podpěry byly navrženy železobetonové. První byla stavěna nosná konstrukce pravého mostu, a to dvěma páry vozíků z obou břehů najednou. Po dokončení vahadel pravého mostu byly všechny vozíky upraveny pro dvoukomorový průřez a byl budován levý most. Výstavba jedné dvojice lamel pravého mostu trvala cca jedenáct dnů, u vahadla na levém břehu s komplikovaným tvarem lamel v místě napojení rampy přibližně třináct dnů. Po dokončení hlavního mostu byly na pomocných skružích založených plošně na povrchu terénu pod mostem betonovány odbočné rampy. Po zatvrdnutí betonu byly rampy připnuty k bokům hlavních mostů. Z AV Ě Š E N Á L ÁV K A

Na nosnou konstrukci mostu přes Vltavu je zavěšena lávka pro pěší a cyklisty, která umožní propojení cyklostezek (značené A1 a A2 dle generelu cyklostezek) po obou stranách řeky (obr. 3 a 14). Požadavek na zavěšenou lávku je deklarován v podmínkách ÚR a SP. Lávka má délku 225 m. Povrch lávky je 2 m pod spodním okrajem nosné konstrukce v místech náběhů nad podporami. Sklon lávky odpovídá sklonu mostu. Poloha lávky umožňuje nerušený rozhled do stran, nedojde k narušení siluety mostu a lávka není překážkou pro letící ptactvo v koridoru nad řekou. Šířka lávky mezi zábradlími je 3,5 m. Zavěšenou konstrukci lávky tvoří rošt z ocelových nosníků HEB 260 (podélníky,

PROJEKTOVÁ, INŽENÝRSKÁ, KONZULTAČNÍ ČINNOST A DIAGNOSTIKA VE STAVEBNICTVÍ

■ Mosty a lávky pro pěší ■ Dálnice, silnice, místní komunikace ■ Diagnostický průzkum konstrukcí ■ Objekty elektro ■ Inženýrské konstrukce ■ Konstrukce pozemních staveb ■ Zakládání staveb ■ Hlavní a mimořádné prohlídky mostů ■ Technický dozor a supervize staveb

Certifikace systému jakosti podle ČSN EN ISO 9001:2001 PONTEX, s.r.o., Bezová 1658, 147 14 Praha 4, tel.: 244 462 219, 244 062 215, fax: 244 461 038, e-mail: [email protected]

4/2010

❚


23


❚

STRUCTURES

10

11

12

Obr. 10 Výstavba rampy na skruži ❚ Fig. 10 of the access ramp on a fixed formwork Obr. 11 Vyztužení hlav pilířů of the ier heads

❚

Fig. 11

Building

Reinforcement

Obr. 12 Levý most – model Lusas ❚ Fig. 12 – Lusas model

Left bridge

Obr. 13 Napojení odbočných ramp, schéma předpětí ❚ Fig. 13 Ramp connections, prestressing layout Obr. 14 Montáž zavěšené lávky of the pedestrian bridge

13

❚

Fig. 14 Installation

14

24


❚

4/2010


❚

STRUCTURES

příčníky), HEB 120 (mezipříčníky) a profilů UPE 100 (zavětrování). Rošt je pomocí táhel zavěšen po 7,5 m k nosné konstrukci mostu ke kotevním přípravkům, které byly do konstrukce osazeny již při betonáži mostu. Stabilitu v příčném směru zajišťují šikmé závěsy, které jsou umístěny po 30 m. Běžné závěsy jsou z tyčí HPT 27 mm s pevností materiálu 800 MPa. Na obou koncích jsou provedeny atypické kulové čepy umožňující všesměrné úhlové natočení ± 8°. Závěsy v místě zavětrování a zavětrovací táhla jsou z trubek ∅133 x 5 mm. Závěsy mají na obou koncích systémová kulová ložiska s čepem, díky nimž (ložiskům) mají čepy možnost úhlového natočení osy otáčení cca ± 2,4°. Pochozí rošty jsou vyrobeny z oceli jakosti 11 375 s velikostí oka 33 x 11 mm, jsou žárově pozinkovány a opatřeny protiskluznou úpravou. V podélném směru je lávka stabilizována pomocí pevného uložení na pilíři č. 3. Pevné uložení je tvořeno vodorovným prostorovým příhradovým nosníkem z ocelových trubek, který je ukotven k bokům pilířů pravého a levého mostu. Podpora nepřenáší žádné svislé zatížení. Lávka je na základě dynamického výpočtu u opěry opatřena tlumiči kmitání, které ztlumí podélné vodorovné kmitání vzniklé od pohybu chodců. Na lávce je použita dvojice hydraulických tlumičů TK10-250 o jmenovité síle 100 kN a celkovém zdvihu 250 mm. Tlumiče pohlcují kmity v podélném směru a zároveň umožňují dilatační pohyby od vlivu teplotních změn. Lávka byla na hotovou nosnou konstrukci mostu dodatečně namontována pomocí speciální mobilní plošiny vyrobené zhotovitelem ocelové konstrukce lávky firmou OK-BE. Z ÁV Ě R

Technologie letmé betonáže se v posledních letech uplatňuje při výstavbě větších mostů poměrně často. Její výhody se projevují zejména u rozpětí nad 100 m, pro které je v mnoha případech optimální. Jistou nevýhodu představuje nížší rychlost výstavby, maximálně cca 10 m týdně s jedním párem vozíků. Z hlediska geometrických proměn příčného řezu lze bez problémů zvládnout půdorysná zakřivení a změny příčného sklonu. Naopak v případě, že dochází k výraznějším změnám geometrie (např. odpojování ramp), je nutné řešit situaci kombinací s dalšími technologiemi výstavby. Základní data projektu Délka Šířka Investor Projektant Realizace Období výstavby

246,9 m 14,57 až 16,66 m – pravý most 17,25 až 22,13 m – levý most Ředitelství silnic a dálnic České republiky Pontex, spol. s r. o. Skanska, a. s. 2008 až 2010 Ing. Pavel Němec e-mail: [email protected]

Ing. Václav Kvasnička e-mail: [email protected] oba: Pontex, s. r. o. Bezová 1658, Praha 4 Ing. Josef Ambrož e-mail: [email protected] Bc. Josef Vrtiška e-mail: [email protected] oba: Skanska, a. s. Bohunická 50/133, Brno

4/2010

❚


25


❚

STRUCTURES

MOSTNÍ OBJEKTY NA STAVBÁCH SILNIČNÍHO OKRUHU KOLEM PRAHY – 512, 513 A 514 ❚ BRIDGE STRUCTURES ON CONSTRUCTION SITES OF RING ROAD AROUND PRAGUE – 512, 513 AND 514 František Hanuš, Milan Šístek, Vladimír Engler, Peter Hurbánek

mostu přes Vltavu.

❚ This article deals with

a few bridges which are a part of constructions of the South West segment of the ring road

Článek seznamuje s několika mosty, které jsou

around Prague. These are constructions 512,

součástí staveb jihozápadního segmentu sil-

513 and 514, linking the D1 motorway from

ničního okruhu kolem Prahy, jedná se o stavby

Brno with the D5 motorway leading to Pilsen.

512, 513 a 514, které spojí dálnici D1 od Brna

They will help decongest the busiest sections

s dálnicí D5 směrem na Plzeň a odlehčí nejza-

of the South Connecting Road and Barrandov

tíženější části Jižní spojky a Barrandovskému

Bridge across the Vltava River.

Na stavbě 512 se jedná o tři monolitické mostní objekty v dálniční křižovatce s dálnicí D1 postavené na pevné skruži. SO 218 převádí větev 1 MÚK s D1 přes kolektor K3, SOKP a větev 4 MÚK s D1 (obr. 1). Rozpětí jednotlivých polí je 23 + 31 + 23 m. Celková délka mostu je 90,15 m. Tloušťka nosné konstrukce

1 2

4

3

26


❚

4/2010

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E 5

❚

STRUCTURES

6

7

je konstantní 1,5 m (obr. 2). Konstrukce byla betonována v jedné betonážní etapě. Na základě průběhu sond bylo založení objektu navrženo hlubinné na pilotách vetknutých do horizontu mírně zvětralých až navětralých břidlic v hloubce 8 až 15 m pod terénem. SO 220 převádí větev 1 MÚK s D1 přes větev 5 a větev 65 MÚK s D1

4/2010

❚

Obr. 1

Celkový pohled na SO 218

Obr. 2

Podhled SO 218

Obr. 3


Obr. 4

Opěra SO 220

Obr. 5

Podhled SO 222

❚

Fig. 5

Obr. 6

Podhled SO 226

❚

Fig. 6

Obr. 7


❚ ❚

Fig. 2 Fig. 4


❚

Fig. 1

General view of BO 218 (Building Object 218)

Soffit of BO 218 ❚

Fig. 3

General view of BO 220

Abutment BO 220 Soffit of BO 222 Soffit of BO 226 ❚

Fig. 7

General view of BO 226

27


❚

STRUCTURES

10 9

12

11

(obr. 3). Rozpětí jednotlivých polí je 23 + 33 + 23 m. Celková délka mostu je 93,83 m a tloušťka jeho nosné konstrukce je opět konstantní 1,5 m (obr. 4). Nosná konstrukce mostu byla i zde betonována v jedné etapě. Na základě průběhu sond bylo založení objektu navrženo hlubinné na pilotách vetknutých do horizontu mírně zvětralých až zvětralých břidlic v hloubce 13 až 14 m pod terénem. SO 222 převádí větev 5 MÚK s D1 přes SOKP, kolektor K3 a větev 8 MÚK s D1 (obr. 5). Most o rozpětí jednotli28

vých polí 23 + 33 + 33 + 23 m má celkovou délku 124,5 m. Tloušťka nosné konstrukce je konstantní 1,5 m. Konstrukce byla betonována ve dvou etapách. Na základě průběhu sond je založení objektu navrženo kombinované, na opěře 00 hlubinné na pilotách vetknutých 1,5 m do zdravé prachovité břidlice třídy R3, případně 2,5 m do navětralých břidlic třídy R4 v hloubce 13,8 m pod terénem. Ostatní podpory jsou založeny plošně na navětralé až zdravé břidlici. Popsané mosty jsou vedeny na kři-

žovatkových větvích a jsou sjednoceny v tvaru spodní stavby, nosné konstrukce a příslušenství. Zhotovitelem této části křižovatky a mostů je sdružení DSP, Skanska a PSVS. Ze stavby 513 jsou představeny tři nadjezdy řešené jako monolitické mostní objekty. SO 226 převádí silnici II. třídy Písnice–Dolní Břežany přes SOKP. Most je dvoupolový o rozpětí 2 x 26 m (obr. 6 a 7). Jednotrámová nosná konstrukce má konstantní tloušťku 1,25 m. Konstrukce byla betonována v jedné eta-


❚

4/2010


❚

STRUCTURES

8

Dopravní stavby a mosty Architektura a pozemní stavby Inženýrská činnost Statika všech druhů konstrukcí Projektová dokumentace

Obr. 8 Schéma silničního okruhu kolem Prahy ❚ Fig. 8 Prague ring road scheme Obr. 9 Podhled SO 228 BO 228

❚

Fig. 9

Obr. 10 Celkový pohled na SO 228 Fig. 10 General view of BO 228

Soffit of ❚

Obr.11 Celkový pohled na SO 232 ❚ Fig. 11 General view of BO 232 Obr. 12 Podhled SO 232 Fig. 12 Soffit of BO 232

❚

pě. Stěnový pilíř rozměrů 3 x 1 m je s nosnou konstrukcí spojen pomocí vrubového kloubu. Most je založený hlubinně na pilotách Ø 0,88 m, vetknutých do mírně zvětralých břidlic. SO 228 převádí polní cestu s přiléhajícím zeleným pásem přes SOKP. Most je dvoupolový o rozpětí 2 x 35 m (obr. 9 a 10). Jednotrámová nosná konstrukce má proměnnou tloušťku od 1,2 do 2,2 m a byla betonovaná v jedné etapě. Stěnový pilíř rozměrů 3,3 x 1,4 m je s nosnou konstrukcí spojený pomocí vrubového kloubu. Most je založený hlubinně na pilotách Ø 0,88 m, vetknutých do mírně zvětralých břidlic. SO 232 převádí silnici II. třídy Jesenice–Zlatníky přes výhledové odbočení dálnice D3 od SOKP. Most je pětipolový o rozpětí 14 + 3 x 17,5 + 14 m (obr. 11 a 12). Dvoutrámová nosná konstrukce má konstantní tloušťku 1 m a byla betonována v jedné etapě. Pilíře rozměrů 2,2 x 1 m se zaoblenými rohy jsou s nosnou konstrukcí spojené pomocí vrubových kloubů. Most je založený hlubinně na pilotách Ø 0,88 m, vetknutých do mírně zvětralých břidlic. Zhotovitelem popsaných mostních 4/2010

❚

objektů na stavbě 513 jsou firmy Skanska a Alpine. Mostní estakáda na stavbě 514 (obr. 13 až 15) se s ohledem na svoji celkovou délku více než 2 km a přemosťované překážky dělí na pět samostatných dilatačních celků, které byly realizovány různými technologiemi (viz. Beton TKS 4/2009, str. 3, pozn. red.). Část mostu přes MÚK Strakonická a dilatační díl přes Berounku byly stavěny na pevné skruži, opakovatelné a pravidelné části mostu pro rozpětí až 50 m na posuvné skruži. Výstavba poslední části mostu v Radotíně přes železniční trať Praha-Beroun s rozpětím až 114 m a výškou až 40 m nad terénem probíhala pomocí letmé betonáže. Celou estakádu tvoří předpjaté komorové konstrukce. Na nosné konstrukci hlavního pole mostu přes Berounku bude zavěšená lávka pro pěší a cyklisty. Nosné konstrukce byly zhotoveny již v loňském roce. Letos byly prováděny dokončovací práce, tj. vozovky, odvodnění, montáž svodidel, protihlukové stěny, dopravní portály, veřejné osvětlení, úpravy pod mostem apod. V květnu proběhly statické (obr. 13) a v červnu dynamické zatěžovací zkoušky. Výsledky zkoušek prokázaly dobrou shodu mezi teoretickými a naměřenými deformacemi. Zhotovitelem této části stavby je sdružení Strabag – Hochtief – Bőgl. Zhotovitelem mostní estakády přes Berounku je firma Max Bőgl & Josef Krýsl. Na mostech stavby 514 vypracovala projekční firma Novák & Partner řadu projektů mostních staveb ve spolupráci s firmami Valbek a Pragoprojekt.


www.novak-partner.cz, tel.: +420 221 592 050 adresa: Perucká 2481/5, 120 00 Praha 2

29


❚

STRUCTURES Obr. 13 SO 204/1.4 – pohled na dokončenou mostní estakádu přes údolí Berounky ❚ Fig. 13 BO 204 View of the completed bridge over the valley of the Berounka river

13

Obr. 14 SO 204/1.4 – statická zatěžovací zkouška letmo betonované části ❚ Fig. 14 BO 204/1.4 – Loading test of the bridge part Obr. 15 SO 204/1.4 – pohled od tunelu ❚ Fig. 15 BO 204/1.4 – View from the tunel

Na zhotovení mostů se podílely stavební společnosti z ČR a ze zahraničí. Investorem celé akce je Ředitelství silnic a dálnic ČR, Praha. ZÁVĚR

Stavby 512, 513 a 514 tvoří jeden z nejdůležitějších dokončených souborů staveb dálničního typu u nás. Mostní objekty byly stavěny různými nejmodernějšími technologiemi, od běžných mostů až po estákády přes údolí Vltavy a Berounky, dále Lochkovské a Slavičí údolí. Několik mostů bylo stavěno za provozu v místě složitých křižovatek v MÚK Strakonická a v MÚK s dálnicí D1. Součástí výstavby byly i stavby dvou tunelů v Komořanech a v Radotíně. Dalším významným vlivem bylo začlenění trasy a mostních objektů do okolní krajiny, respektování požadavků z hlediska ochrany životního prostředí a náročných architektonických podmínek při výrazně zkrácené lhůtě výstavby. Během projektu došlo několikrát ke změně postupu výstavby mostních objektů. Uvedení staveb do provozu se předpokládá v září 2010.

14

Ing. František Hanuš tel.: 221 592 053 e-mail: [email protected]

Ing. Milan Šístek tel.: 221 592 066 15

e-mail: [email protected]

Ing. Vladimír Engler tel.: 221 592 058 e-mail: [email protected]

Ing. Peter Hurbánek tel.: 221 592 055 e-mail: [email protected] všichni: Novák & partner, s. r. o. Perucká 5, 120 00 Praha 2 www.novak-partner.cz

30


❚

4/2010

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

PROSTOROVÁ PODPĚRNÁ SKRUŽ VÝŠKY PŘES 23 METRŮ ❚ OVER 23 METER HIGH MODULAR SHORING SYSTEM Ivan Máca Pro zlepšení dopravních podmínek na silnici I/34 byl navržen celkový obchvat obce Česká Bělá. Hlavní konstrukci tvoří sedmipólová estakáda o celkové délce 276 m s nejvyšší částí 26 m nad potokem Bělá. Pro betonáž byla navržena prostorová skruž, která v nejvyšším místě přesahovala 23 m. Vlastní nosná konstrukce mostu byla rozdělena na sedm betonážních taktů. Z důvodu velkého vodorovného zatížení větrem v kombinaci se svislým zatížením od vlastní váhy betonu

Detaily obchvatu Celý obchvat obce se skládá ze třech částí, a sice ze dvou křižovatek a jedné estakády. První částí je mimoúrovňová křižovatka ve směru od Havlíčkova Brodu. Součástí křižovatky je třípólový nadjezd SO201. Na toto křížení navazuje druhá část obchvatu, kterou tvoří nejzajímavější objekt z pohledu stavby mostů, sedmipólová estakáda o délce 276 m. Poslední částí je úrovňová křižovatka ve směru od Ždírce nad Doubravou.

bylo nutné zpracovat podrobný statický výpočet podpěrné konstrukce. ❚ A complete bypass

P O P I S S TAV B Y

Výstavba estakády Navržená estakáda překonává rozsáhlé údolí, jehož nejnižší částí protéká potok Bělá. Ten svojí zvodnatělou částí zasahuje ke spodní části estakády. Souběžně s potokem prochází údolím silniční komunikace II/351 ve směru na Přibyslav. Uvedené překážky částečně komplikovaly výstavbu, neboť v okolí vodoteče potoka bylo problematické nejen zakládání skruže, ale bylo nutné i částečně omezit provoz na komunikaci z důvodu zmenšení průjezdné šířky v místě křížení s estakádou.

V rámci zkvalitnění dopravních podmínek na silnici I/34 na trase Havlíčkův Brod–Svitavy byl navržen úplný obchvat obce Česká Bělá (obr. 1). Komunikace je zde nevyhovující zejména pro těžkou dopravu z důvodu špatné sjízdnosti v zimních měsících vlivem velkých příčných sklonů přesahujících 10 %. Stejně tak negativně působí na obyvatele obce hluk a vibrace z dopravy nejen u domů přímo sousedících s komunikací.

Popis konstrukce Nosná konstrukce mostu byla navržena jako předpjatá železobetonová dvoutrámová konstrukce, v šířkovém uspořádání se dvěma jízdními pruhy. Celková délka estakády je 276 m, rozpětí polí 2 × 32 m a 5 × 42 m. Šířka mostovky v příčném řezu je 14,06 m a osová vzdálenost trámů 7 m. Výška nosných trámů mostovky je 2,3 m

of Ceska Bela village was designed to improve transport conditions on road I/34. The seven span bridge is 276 m long and is the main structure of the bypass. The highest point of the road is 26 m high above the Bela creek. The modular system was designed as a shoring system with the maximum height over 23 m. It was necessary to divide the desk concreting process into seven phases. A detailed static calculation was required because of a vertical loading from concrete and a high horizontal loading from wind.

Obr. 1 Situace Česká Bělá, zdroj ŘSD ČR ❚ Fig. 1 The plan of nearby Ceska Bela

1

4/2010

❚


a nejvyšší pilíř má výšku 23 m. Most je navržen ve směrovém oblouku s proměnným podélným spádem. Nosná konstrukce mostu byla projektantem rozdělena na sedm dilatačních celků. P R O S T O R O VÁ S K R U Ž

Pro výstavbu nosné konstrukce byla z různých alternativ řešení zvolena prostorová příhradová konstrukce. Pro volbu tohoto řešení byla rozhodující rychlost a efektivnost výstavby a nízká finanční náročnost použitého systému. Fázování výstavby V rámci zrychlení a zefektivnění výstavby bylo nutné být se stavbou skruže o jedno pole napřed oproti aktuálně betonovanému celku. Z toho vyplývala velká náročnost montážních prací ve vazbě na mechanizaci a zdvihací prostředky, a to především při přemontáži skruže mezi jednotlivými etapami výstavby. Např. v době, kdy byla postavena skruž pod prvním dilatačním celkem a začala příprava bednění mostovky a pokládka výztuže, musela být zároveň zahájena stavba skruže pod druhým dilatačním celkem. Po první betonáži, kdy byla připravena druhá etapa skruže, začala stavba třetí etapy skruže a ihned po předepnutí prvního celku nosné konstrukce byla zahájena demontáž první etapy. Celá montáž a demontáž skruže byla navíc komplikovaná nedostatkem místa pro ukládání a přesun materiálu skruže. Díky kvalitní projektové přípravě skruže a funkční spolupráci lešenářů se zhotovitelem estakády probíhala výstavba ve velice rychlém tempu. Technologie podpěrné skruže Pro podepření mostovky během betonáže byla navržena prostorová podpěrná konstrukce z modulového systému s „rovnou“ pracovní podlahou a s odskokem pro vyrovnání výškových rozdílů podélných trámů mostovky. Pracovní podlahu tvořily primární a sekundární nosníky (lepené dřevěné nosníky tvaru I výšky 200 mm) uložené v hlavách skruže. Na pracovní podlahu byly ukládány dřevěné ramenáty pro bednění stěn trámů a lehká podpěrná konstrukce pro podepření bednění desky mezi trámy. Pro přesun ramenátů do dalších dilatačních celků byla sestava ulože31


M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y 2

Obr. 2 Překonání výškového rozdílu u opěry the abutment Obr. 3

Betonáž druhého dilatačního celku

❚

❚

Fig. 2

Fig. 3

Overcome of the height difference at

Concreting of the second part of the deck

Obr. 4 Řešení průjezdu skruží na komunikaci druhé třídy through scaffolding

❚

Fig. 4

Solution of a passage

3

na do ocelových U profilů. Tažením za U profily pak byly sestavy ramenátů přesouvány do dalších etap. Vzhledem k velkému rozdílu tloušťky nosných trámů a mostní desky došlo k soustředění zatížení pod trámy, což bylo vyřešeno rozdílným rastrem rozestavení stojek skruže v podélném směru v částech pod deskou a pod trámy. Toto rozdělení bylo možné díky použití modulového podpěrného lešení. Rastr stojek v podélném směru byl zvolen pod trámem po 0,6 m, pod deskou pak vystřídaně po 1,2 a 1,8 m. To umožnilo vzájemné propojení všech stojek mezi sebou a vytvoření tuhé prostorové konstrukce. V podélném směru byla skruž rozdělena na dvacet tři samostatně stojících bárek, a tím bylo docíleno polygonálního půdorysného tvaru skruže, který kopíroval geometrii budoucího mostu. Založení skruže bylo navrženo převážně jako plošné, zatížení ze stojek bylo přenášeno na terén přes silniční panely uložené do štěrkového podloží. Štěrková vrstva zajistila odvod srážkové vody, takže nedocházelo k nepříjemnému zvodnění podloží. Dilatační celky První dilatační celek se skládal ze čtyř polí skruže, kdy první pole bylo tvořeno pouze nosníkovým roštem. Vzhledem ke svahu u opěry bylo nutné překonat výškový rozdíl přes 13 m. To bylo zajištěno pomocí dvou vysoce únosných samostatně stojících bárek ze systému vylehčených stojek, tvořených dvojicí C profilů v kombinaci s prostorovou skruží. První z bárek byla založena na úložném prahu založeném na mikropilotách uprostřed svahu a druhá bárka byla založena plošně v patě svahu. Další bárky včetně bárek druhého a třetího dilatačního celku byly založeny standardně plošně na silniční panely. Výškové rozdíly byly řešeny pomocí panelových rovnanin, případně betonáží opěrných prahů, které nahrazovaly rovnaninu. Přemostění stávající komunikace II/351 bylo řešeno pomocí podpěrných bárek a válcovaných ocelových nosníků uložených na připravené bárky. Na ocelovém roštu pokračovala prostorová skruž výšky 12,5 m (obr. 4). Nejvyšší část plošně založené skruže z celého objektu se nacházela u pilíře P5, kde výška stojky přesahovala 22 m. Pro takto vysokou skruž byla přijata odpovídající opatření, která zajišťovala dostatečnou prostorovou tuhost

4

32


❚

4/2010


M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y Literatura: [1] ČSN EN 12812: Podpěrná lešení – Požadavky na provedení a obecný návrh [2] ČSN EN 1991-1-6: Eurokód 1: Zatížení konstrukcí – Část 1-6: Obecná zatížení – Zatížení během provádění [3] ČSN EN 1991-1-4: Eurokód 1: Zatížení konstrukcí – Část 1-4: Obecná zatížení – Zatížení větrem [3] DIN 1055-4: Einwirkungen auf Tragwerke – Tiel 4: Windlasten Obr. 5 Zakládání skruže na příhradové konstrukci ❚ Fig. 5 Foundation of the scaffolding on trusses

5

a stabilitu především pro zatížení větrem. Přenos vodorovných sil a stabilita byly řešeny samostatným výpočtem. V pátém dilatačním celku mezi pilíři P5 a P6 bylo zcela upuštěno od plošného zakládání, neboť v tomto místě protéká potok Bělá a zvodnělé vrstvy podloží neposkytovaly požadovanou únosnost. Bylo však potřeba vyřešit založení pro skruž délky 42 m. Po zvážení různých alternativ byly zřízeny dva úložné železobetonové prahy založené na mikropilotách. Na prahy a na základové patky pilířů byly uloženy části speciální příhradové konstrukce používané pro výsuvnou skruž, které již tvořily plochu pro založení prostorové skruže (obr. 5). Šestý a sedmý dilatační celek už „pouze“ překonával výškové terénní odskoky, řešené obdobně jako v prvním dilatačním celku, tj. pomocí bárek a nosníkového roštu. Zatížení dočasných konstrukcí Podpěrná konstrukce byla navržena tak, aby byla zajištěna její celková statická rovnováha. Pro svislá zatížení byla uvažována zatížení vlastní hmotností, čerstvým betonem, pracovní činností a přídavné zatížení čerstvým betonem. Rozhodující vliv na celkovou stabilitu podpěrné konstrukce však mělo vodorovné zatížení větrem. Proto byla celá skruž vodorovně ztužena, a to v úrovni pod hlavami, a skruž výšky nad 14 m i uprostřed po výšce. Síly z vodorovného ztužení byly přenášeny do spodní stavby rozepřením o pilíře. Při podrobném výpočtu bylo zjištěno, že vodorovné síly na skruž a bednění mostovky ve výšce přes 15 m nad terénem dosahují takových hodnot, že bylo potřeba přijmout dodatečná stabilizující opatření. Ta spočívala v přichyce4/2010

❚

ní skruže k silničním panelům, na kterých skruž stála, pomocí kotevních trubek a v položení přídavných panelů na spodní patra příčníků. Tím bylo zajištěno dostatečné přitížení pro zatěžovací stav před betonáží. Další mimořádné opatření bylo provedeno v místě založení na příhradové konstrukci, kde byla skruž přes příhradovou konstrukci přichycena k úložným prahům. Z ÁV Ě R

Montáž prostorové podpěrné konstrukce byla náročná, zejména z hlediska koordinace montážních prací ve vazbě na mechanizaci a zdvihací prostředky, především při demontáži, přesunu a montáži skruže mezi jednotlivými etapami výstavby. Vzhledem k pečlivé projekční přípravě se přímo při výstavbě skruže řešilo minimum komplikací

Obr. 6 Letecká fotografie photograph

❚

Fig. 6

Air

a i díky tomu byl dodržen požadovaný termín dokončení. Realizace estakády těchto rozměrů ukazuje možnost nasazení prostorové podpěrné skruže i na další mostní objekty podobného charakteru. Identifikační údaje stavby Investor Projektant Projekt estakády Zhotovitel Výstavba estakády Dodavatel podpěrné skruže včetně montáže a projekčního návrhu

ŘSD ČR, správa Jihlava Pragoprojekt, a. s. Pontex, s. r. o. Eurovia CS, a. s. Sangreen, s. r. o. Harsco Infrastructure CZ, s. r. o.

Ing. Ivan Máca Harsco Infrastructure CZ, s. r. o. Bečovská 939, 104 00 Praha 10 tel.: 737 218 563, fax: 272 101 530 e-mail: [email protected] www.harsco-i.cz

6


33



MOSTY Z VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU V ČESKÉ REPUBLICE ❚ BRIDGES UTILIZING HIGH STRENGTH CONCRETE IN THE CZECH REPUBLIC

1

Ivailo Terzijski Článek podává přehled významných mostních konstrukcí z vysokopevnostního betonu, realizovaných v uplynulých letech v České republice. Uvedeny jsou technické a technologické souvislosti použití vysokopevnostního betonu. U vybraných konstrukcí jsou uvedeny receptury použitého betonu i parametry, kterých se podařilo dosáhnout. V aktuálních případech jsou uvedeny i další, doplňující požadavky na použitý vysokopevnostní beton a způsob, jak byly řešeny. ❚ The article gives an overview of important bridge structures utilizing high-strength concrete built in the Czech Republic in previous years. Technical and technological relationships of high-strength concrete application are presented. Concrete mix composition and reached parameters of concrete applied by chosen structures are published. In several cases there are given information on further, complementing demands on applied highstrength concrete and information how the demands have been solved.

Vysokopevnostní beton (High Strength Concrete, zkráceně HSC) je jednou z cest, jak zvýšit kvalitu betonu i konstrukce z něj postavené. Vysokopevnostní beton je proto oprávněně řazen 34

mezi vysokohodnotné betony (High Performance Concrete, zkráceně HPC). Přínosem použití vysokopevnostního betonu obvykle bývá snížení celkové spotřeby materiálu, zvýšení odolnosti konstrukce proti agresivnímu působení vnějšího prostředí, a tím i prodloužení celkové životnosti konstrukce nebo alespoň zvětšení intervalu mezi sanačními zásahy. Významným dopadem použití vysokopevnostního betonu je často i možnost aplikace nových konstrukčních řešení. Proto se vysokopevnostní beton používá zejména u těch typů konstrukcí, u nichž jsou nová konstrukční řešení významným prvkem, případně i nutnou podmínkou jejich existence. Ve světovém měřítku je z uvedených důvodů vysokopevnostní beton používán zejména v nosných konstrukcích výškových budov a mostů [1, 2, 3]. V prostředí České republiky byl přechod z experimentálního stadia zkoumání vysokopevnostních betonů do stadia běžného použití ve stavebních konstrukcích pozvolný. Důvodů bylo hned několik: • neexistence relevantních norem (zejména v oblasti projekce),

• určitá nedůvěra k vysokopevnostní-

mu betonu, jehož některé vlastnosti (zejména nižší duktilita) poněkud „znervózňovaly“ projektanty, • omezené množství konstrukcí vhodných pro efektivní uplatnění HSC. Jelikož výstavba výškových budov v podmínkách ČR není častá, bylo jen logické, že prvními konstrukcemi, u nichž se vysokopevnostní beton masivněji uplatnil, byly konstrukce mostní. Zde vysokopevnostní beton umožnil návrh nejen plně funkčních, ale i vysoce estetických konstrukcí. Významně k tomu přispěla existence projektů Ministerstva průmyslu a obchodu FI-IM/185 „Nové úsporné konstrukce z vysokopevnostního betonu“ a FI-IM5/128 „Progresivní konstrukce z vysokohodnotného betonu“, jakož i teoretické podklady získané v rámci činnosti výzkumného centra integrovaného navrhování progresivních stavebních konstrukcí CIDEAS a v rámci dalších projektů. Důležitým faktorem byla nepochybně i ochota projektantů a realizátorů staveb exponovat se v této, ne zcela běžné, oblasti konstrukcí. Výsledkem byl vznik nezanedbatelného množství mostních konstrukcí, je-


❚

4/2010

Obr. 1 Celkový pohled na přesypaný most D211 ❚ Fig. 1 Bridge D211 – General view Obr. 2 Pohled na nosníky mostu D211 Fig. 2 Girders of the bridge D211

❚

Obr. 3 Schéma konstrukce mostu D211 a lehčeného násypu ❚ Fig. 3 Structural scheme of the bridge D211 and it’s lightweight filling Obr. 4 Závislost ceny betonu na jeho pevnostní třídě (v cenách roku 2004) ❚ Fig. 4 Relation between strength class and related cost of the concrete (in prices of 2004 year)

2

Obr. 5 Vliv třídy betonu na změnu průřezu nosníku; a) změna z C30/37 na C60/75; b) změna z C60/75 na C90/105 ❚ Fig. 5 Impact of the concrete class on the girder’s cross-section; a) change from C30/37 to C60/75 class; b) change from C60/75 to C90/105 class Obr. 6 Výsledek kontrolních zkoušek pevnosti betonu v tlaku při výrobě nosníků mostu D211 ❚ Fig. 6 Result of check tests of concrete strength during D211 girders production

jichž přehled zde přinášíme. Všímat si budeme především technologických aspektů užití vysokopevnostního betonu, případně vztahu pevnostních parametrů betonu a technicko-ekonomické optimalizace konstrukce.

3

P Ř E S Y PA N Ý M O S T N A D Á L N I C I D1 VYŠKOV–KROMĚŘÍŽ

Přesypaný most se stavebním označením D211 byl chronologicky první mostní konstrukcí z vysokopevnostního betonu v ČR. Most byl realizován v letech 2003 až 2005 v rámci výstavby dálnice D1, stavba 0133 Vyškov–Mořice. Most, nacházející se poblíž Brněnských Ivanovic, přemosťuje potok, polní cestu a biokoridor (obr. 1). Inženýrsko-geologické poměry v místě objektu byly natolik složité (vrchní vrstva podloží je zde tvořena málo únosnými sedimenty měkké konzistence), že i při uvažování sanačních opatření pod klasickým násypem vycháze-

4

5a

4/2010

5b

❚

6


35

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E ❚ Tab. 1

Receptura betonu C60/75

❚

Tab. 1

Složka CEM I 52,5 R Hranice [kg] Voda [kg] FM 794 [kg] Glenium 110 [kg] VZ 33 [kg] DTK 0/4 mm Tovačov [kg] HTK 4/8 mm Tovačov [kg] HDK 8/16 mm Bilčice [kg] Objemová hmotnost teoretická [kg/m3] Tab. 2 Tab. 2


Concrete C60/75 concrete mix composition

Dávka v 1 m3 460 158 5 až 6 0 až 2 2 710 230 950 2 520

Parametry všech použitých betonů dosažené při průkazních zkouškách Parameters of all used concrete grades reached by initial tests

Parametr Konzistence [mm] Pevnost v tlaku po 24 hod [MPa] Pevnost v tlaku po 7 dnech [MPa] Pevnost v tlaku po 28 dnech [MPa] Pevnost v tahu ohybem po 24 hod [MPa] Pevnost v tahu ohybem po 28 dnech [MPa] Hloubka průsaku [mm] 2 Odolnost proti ChRL – odpad po 150 cyklech [g/m ] Statický modul pružnosti po 28 dnech [MPa]

ly hodnoty sedání v řádu stovek milimetrů. Proto byla celá koncepce mostu pojata značně novátorsky. Zatížení podloží bylo sníženo nejen použitím méně hmotné konstrukce z vysokopevnostního betonu, ale především vylehčením násypu pomocí bloků z expandovaného polystyrenu (obr. 3). Na základě požadavků na maximální prosvětlení prostoru pod mostem o jednom poli bylo navrženo rozpě-

C55/67 190 – sednutí – 84,3 93 – 10,1 12 224,5 43 300

C60/75 650 – rozlití 44,9 79,6 101 5,8 8,7 8,3 245 46 850

3

CEM I 42,5 R Radotín [kg/m ] 3 Voda veškerá [kg/m ] Addiment FM 350 [kg/m3] 3 Viscocrete 1045 [kg/m ] 3 Addiment VZ 1 [kg/m ] 3 Sika Control 40 [kg/m ] Vlákna ANTI-CRAK HD [kg/m3] 3 DTK 0/4 mm Vrábče [kg/m ] 3 HTK 4/8 mm Vrábče [kg/m ] 3 HTK 8/16 mm Vrábče [kg/m ] HDK 8/16 mm Kobylí Hora [kg/m3]

C90/105 640 – rozlití – 101,3 120,7 – – – – 45 500

tí mostu 35 m se světlou výškou pod mostem cca 8 m. Jako nejvhodnější prvek pro nosnou konstrukci se ukázaly dodatečně předpjaté nosníky z vysokopevnostního betonu. Použití vysokopevnostního betonu umožnilo realizovat požadované rozpětí 35 m při snížené výšce nosníků (viz dále). Tím došlo ke zvětšení prostoru pod mostem, což příznivě ovlivnilo převedení lokálního biokoridoru v tomto prostoru.

Tab. 3 Složení variant betonu C55/67 pro lávku v Českých Budějovicích C55/67 for footbridge in České Budějovice – concrete mix composition

Složka / parametr

❚

Receptura „V“ s HTK Vrábče 430 153 5 1,6 1,1 – 0,6 805 295 745 –

❚

Tab. 3 Concrete

Receptura „K“ s HDK Kobylí Hora 435 157 4,8 1,6 0,9 (7,6) 0,6 805 265 – 785

Tab. 4 Průměrné hodnoty vlastností variant betonu C55/67 pro lávku v Českých Budějovicích ❚ Tab. 4 Concrete C55/67 for footbridge in České Budějovice – average values of parameters

Parametr

Limit

Objemová hmotnost čerstvého betonu [kg/m3] Sednutí kužele [mm] Pevnost v tlaku po 28 dnech [MPa] 3 Objemová hmotnost ztvrdlého betonu [kg/m ] Pevnost hranolová po 28 dnech [MPa] Modul pružnosti po 28 dnech [GPa] Odolnost proti ChRL – odpad po 150 cyklech [g/m2] Hloubka průsaku [mm]

– – 74,5 – – – 800 20

36

Receptura „V“ s HTK Vrábče 2 447 190 78,8 2 448 65,6 44,4 140,6 2, 3 a 5

Receptura „K“ s HDK Kobylí Hora 2 457 200 86,6 2 456 77,8 46,6 89,4 6, 5 a 3

Volbě vhodné třídy betonu pro konstrukci D211 předcházela technickoekonomická parametrická studie, která měla pomoci určit, jaká třída betonu bude pro konstrukci daného typu (tj. zejména pro nosníky) optimální. Do úvahy byla brána jak cena betonu v závislosti na jeho pevnostní třídě, tak technický přínos zvýšení pevnosti betonu. Z obr. 4 je patrné, že cena betonu prudce vzrůstá po překročení pevnosti odpovídající přibližně třídě C70/85. Zde je totiž obvykle zapotřebí použít poměrně drahé mikroplnivo (typicky mikrosiliku). Dále se ukázalo (obr. 5a a b), že zmenšovat průřezy nosníků nelze jen úměrně pevnosti betonu. Je totiž nutné dodržet určité minimální rozměry průřezu, potřebné pro rozmístění předpínacích kabelů a jejich zakotvení. Z obr. 5a je patrný značný rozdíl v mohutnosti průřezu mezi variantou z betonu C30/37 a C60/75. Obr. 5b naopak ukazuje, že další zmenšení průřezu v důsledku zvýšení pevnosti betonu nelze u dané konstrukce již plně využít. Při použití betonu C90/105 za podmínky dosažení stejné hladiny předpětí lze prakticky už jen snížit výšku nosníku o 0,1 m, tj. na 1,4 m, což již nepřináší adekvátní výhody. Na základě uvedených skutečností byl pro nosníky standardně použit beton třídy C60/75. Beton třídy C90/105 byl v konstrukci nakonec přesto použit – a sice experimentálně, v jednom nosníku standardního průřezu, tj. průřezu navrženého pro beton C60/75. Na vývoji vysokopevnostního betonu se vedle pracovníků VUT v Brně podílel Ing. Jiří Šafrata, zástupce dodavatele použité stavební chemie, firmy Woermann. Složení betonu a jeho vlastnosti jsou uvedeny v tab. 1. a 2. Vedle betonu C60/75, aplikovaného standardně v nosnících, byl pro monolitické spojení jednotlivých nosníků (mostovku) použit i beton C55/67. Jeho složení bylo odvozeno od betonu C60/75, s použitím stejného cementu i stejných frakcí kameniva se stejnou výslednou křivkou zrnitosti. Rozdíly spočívaly především ve snížení dávky cementu a v přídavku vláken Anti-Crak HD pro omezení smršťovacích trhlin. Rovněž typ použitého superplastifikátoru Woermann byl modifikován tak, aby byla zajištěna delší doba zpracovatelnosti čerstvého betonu, nutná při průměrném čase přepravy betonu 60 min. Výroba nosníků i betonu pro monolitickou část konstrukce probíhala v provozovně Tovačov firmy Skanska Prefa, a. s.


❚

4/2010

Obr. 7 a 8 Celkový pohled na lávku v Českých Budějovicích ❚ Fig. 7 and 8 Footbridge in České Budějovice – general view Obr. 9 Porovnání smršťování betonů s a bez protismršťovací přísady ❚ Fig. 9 Comparison of shrinkage of concretes with and without anti-shrinkage additive

Receptura betonu C60/75 nosníků je uvedena v tab. 1, základní fyzikálněmechanické vlastnosti všech použitých variant betonu jsou uvedeny v tab. 2. Podrobnější údaje lze nalézt v [4]. S odstupem času lze nyní konstatovat, že toto první rozsáhlejší užití vysokopevnostního betonu v mostní konstrukci v ČR bylo úspěšné. Kontrolní zkoušky pevnosti betonu při výrobě nosníků ukázaly (obr. 6), že požadované pevnosti bylo spolehlivě dosaženo. Určitým negativem je jen poměrně značný rozptyl dosahovaných hodnot pevnosti, ten se však při dalších aplikacích HSC (viz dále) podařilo snížit na přijatelnou míru. Dlouhodobé sledování této pilotní mostní konstrukce prokázalo, že se chová v souladu s výchozími předpoklady (viz článek M. Zicha str. 82–86, pozn. red.). To je velmi cenné zjištění pro obecnou použitelnost vysokopevnostního betonu. Prefabrikované nosníky vyvinuté pro popsaný most byly využity u dalších dvou mostů realizovaných na stavbách dálnic D1 a D47.

7

L ÁV K A P Ř E S V LTAV U V Č E S K Ý C H BUDĚJOVICÍCH

Lávka pro pěší přes Vltavu v Českých Budějovicích je převážně ocelová konstrukce realizovaná firmou JHP, s. r. o. Projektant věnoval velkou pozornost nejen základní ocelové konstrukci, ale i návrhu spřažené monolitické mostovky. Ta byla navržena z vysokopevnostního betonu třídy C55/67. Aplikace vysokopevnostního betonu zde umožnila dosáhnout dostatečné torzní tuhosti konstrukce při zachování štíhlé estetické siluety. Návrh složení vysokopevnostního betonu byl proveden na FAST VUT v Brně. Mimo pevnost odpovídající dané konstrukční třídě požadoval projektant dosažení statického modulu pružnosti betonu po 28 dnech zrání minimálně 40 GPa a výrazné omezení vzniku trhlin v konstrukci. Po dohodě zainteresovaných stran bylo rozhodnuto využít v maximální míře místních surovin, tj. zejména 4/2010

❚

8

9


37


❚

STRUCTURES

10

11

12

13

místního kameniva. Vzhledem ke geologickým podmínkám na místě stavby a jejím okolí se zde pro výrobu běžných konstrukčních betonů používá těžené kamenivo (zejména z lokality Vrábče), a to jemných i hrubých frakcí. Betony s drceným kamenivem se používají jen výjimečně. Jelikož pro vysokopevnostní betony se obecně doporučuje používat hrubé drcené kamenivo, byly v rámci přípravných prací provedeny návrh a porovnání dvou variant betonu, tj. varianty s hrubým těženým, respektive s hrubým drceným kamenivem. Porovnání receptur betonu a jejich vlastností je zřejmé z tab. 3. a 4. 38

Finálně bylo rozhodnuto použít variantu s hrubým drceným kamenivem „Kobylí Hora“, a to zejména pro vyšší rezervu v tlakové pevnosti (tab. 4). Omezení smršťování a vzniku trhlin bylo docíleno kombinací protismršťovací přísady Sika Control 40 a skleněných vláken Anti-Crak HD. Pozitivní vliv přísady Sika Control 40 na míru smršťování betonu byl na VUT v Brně dlouhodobě experimentálně prokázán (obr. 9). Vlákna Anti-Crak HD sloužila zejména k omezení vzniku trhlin v důsledku plastického smršťování betonu. Lávka, otevřená 22. června 2006, získala ocenění „Mostní dílo roku 2006“ a „Stavba roku 2007“.

Obr. 10 Celkový pohled na most přes řeku Moravu v Olomouci ❚ Fig. 10 Bridge over the Morava River in Olomouc – general view Obr. 11 Hlavní oblouk mostu přes řeku Moravu v Olomouci ❚ Fig. 11 Bridge over the Morava River in Olomouc – main arch Obr. 12 Nárůst smykové (vrypové) pevnosti betonu C60/75 pro most v Olomouci v čase ❚ Fig. 12 Increase of the concrete C60/75 scratch strength in time for bridge in Olomouc Obr. 13 Výsledek kontrolních zkoušek pevnosti betonu v tlaku betonu C60/75 pro most v Olomouci ❚ Fig. 13 Result of check tests of concrete strength of the concrete C60/75 for bridge in Olomouc Obr. 14 Celkový pohled na most přes řeku Odru a Antošovické jezero ❚ Fig. 14 Bridge over the Odra River and Antošovice Lake – general view


❚

4/2010

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E ❚ M O S T „ U P LY N Á R N Y “ V OLOMOUCI

Most přes řeku Moravu a její obtok v Olomouci byl postaven v letech 2006 až 2007. Jde o železobetonový most z vysokopevnostního betonu třídy C60/75. Generálním dodavatelem stavby byla firma Skanska DS, a. s. Železobetonovou mostní konstrukci tvoří dva velmi štíhlé trámy (obr. 10 a 11). Toto řešení vyplynulo z obecného požadavku dostatečného průtočného profilu a současně poněkud protichůdného požadavku investora na to, aby most svou výškou nijak nenarušoval ráz okolního terénu. Použití vysokopevnostního betonu bylo při navrženém řešení naprostou nutností. Vedle požadavku na pevnost odpovídající uvažované pevnostní třídě C60/75, formuloval projektant a dodavatel stavby další doplňující požadavky na vlastnosti čerstvého a ztvrdlého betonu. Požadovány byly: • odolnost odpovídající SVP XF4, • omezené smršťování betonu, • dlouhodobá (minimálně 10 h) plastičnost betonu umožňující betonáž beze spár i po krátkodobém přerušení betonáže. Receptura betonu byla navržena


na FAST VUT v Brně. Zatímco omezení smršťování bylo řešeno podobně jako v případě lávky v Českých Budějovicích, tj. pomocí protismršťovací přísady, dlouhodobá plastičnost byla dosažena pečlivě vyladěnou kombinací více polykarboxylátových superplastifikátorů a polymerních zpomalovačů tvrdnutí betonu. Jelikož nám podmínky souvisejícího kontraktu neumožňují zveřejnit detailní složení betonu, uvádíme v tab. 5 alespoň některé zjištěné technologické a konstrukční parametry betonu. Obr. 12 zachycuje průběh tuhnutí betonu v čase sledovaný pomocí změn pevnosti ve smyku zjištěné vrypem do pojivové malty. Na obr. 13 jsou výsledky kontrolních zkoušek betonu z průběhu výstavby,

poskytnuté jeho dodavatelem firmou Skanska Transbeton, s. r. o. Z nich a z odpovídajícího statistického hodnocení vyplývá, že při reálné produkci betonu bylo dosaženo pevnostních parametrů minimálně o třídu lepších, tj. odpovídajících pevnostní třídě C70/85. Průměrná pevnost po 28 dnech zrání byla 95,4 MPa, minimální pevnost 86 MPa a maximální 108 MPa. U doplňkových zkoušek po 90 dnech zrání bylo dosaženo pevnosti v tlaku v rozmezí 112 až 115 MPa. Směrodatná odchylka pevnosti v tlaku po 28 dnech o výši 4,96 MPa již byla podstatně příznivější, než tomu bylo u mostu D211. To svědčí o dobrém zvládnutí výroby HSC betonu dodavatelem. Most „U plynárny“ získal ocenění „Mostní dílo roku 2008“.

Tab. 5 Parametry betonu C60/75 použitého v mostě „U plynárny“ v Olomouci Tab. 5 Concrete C60/75 of the bridge in Olomouc – reached parameters

Parametr Sednutí kužele [mm] Doba čerpatelnosti [h] Doba plasticity [h] Pevnost v tlaku po 28 dnech bez AC [MPa] Pevnost v tlaku po 28 dnech s AC [MPa] Modul pružnosti po 28 dnech [GPa]

Požadavek S4 až S5 min 1 min 10 C60/75 C60/75 40,5

❚

Dosaženo 200 až 220 1,5 10 až 20 103 95 >43

Poznámka: zkratka AC značí protismršťovací přísadu 14

4/2010

❚


39



15 17

16

Vnitřní beton C60/75: čerpatelný po dobu 3 hodin

Vnější beton C60/75: omezené smršťování SVP XF4

18

19 Obr. 15 a 16 Centrální pylon mostu přes řeku Odru a Antošovické jezero ❚ Fig. 15 and 16 Bridge over the Odra River and Antošovice Lake – central pylon Obr. 17 Řez patou pylonu pylon’s foot

❚

Fig. 17

Section of the

Obr. 18 Schematické znázornění čerpání betonu do vnitřního prostoru pylonu ❚ Fig. 18 Scheme of the process of concrete pumping into pylon’s inner space Obr. 19 Změny konzistence „vnitřního betonu“ v závislosti na čase ❚ Fig. 19 Workability change in time of the “internal concrete”

40


❚

4/2010

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E ❚ MOST PŘES ŘEKU ODRU A ANTOŠOVICKÉ JEZERO

Jde o téměř 600 m dlouhý most postavený firmou Skanska DS, a. s., jako generálním dodavatelem. V této zajímavé a náročné konstrukci se vysokopevnostní a další speciální betony navržené na FAST VUT v Brně uplatnily ve více konstrukčních prvcích. Nejatraktivnějším z nich je bezesporu centrální pylon sloužící jako podpora pro závěsná lana největšího pole mostu (obr. 15 a 16). Ve vlastním pylonu byly aplikovány dva betony s poněkud rozdílnou specifikací, a sice beton pro vnitřní a beton pro vnější část průřezu (vzhledem k ocelovému jádru). Oba betony byly pevnostní třídy C60/75, vzhledem k umístění v pylonu však na ně byly kladeny některé další různé dodatečné požadavky (obr. 17). Pro vnitřní beton byl s ohledem na způsob betonáže čerpáním dutinou jádra zdola nahoru (obr. 18) specifikován požadavek čerpatelnosti po dobu min. 3 h. Naopak vnější beton měl mít omezené smršťování a odolnost vůči vnějšímu prostředí charakterizovanému stupněm vlivu prostředí XF4. Pro oba betony požadoval projektant modul pružnosti minimálně 40,5 GPa. V dříve uvedených případech mostů z vysokopevnostního betonu byly požadované vlastnosti čerstvého betonu, jako jsou konzistence, stabilita či kinetika tuhnutí, dosaženy pečlivě vyladěnou kombinací více polykarboxyláto-


Tab. 6 Dosažené parametry betonů C60/75 pro pylon ❚ pylon – reached parameters

Parametr Sednutí kužele [mm] Pevnost v tlaku po 1 dni [MPa] Pevnost v tlaku po 3 dnech [MPa] Pevnost v tlaku po 7 dnech [MPa] Pevnost v tlaku po 28 dnech [MPa] Modul pružnosti po 28 dnech [GPa] Odolnost proti ChRL – odpad po 150 cyklech [g/m2] Hloubka průsaku [mm] Speciální vlastnost

vých superplastifikátorů různých vlastností, často i různého výrobce. Díky pokroku v oblasti přísad do betonu, mohla být v případě pylonu ve složení obou variant betonu použita za stejným účelem jen jedna polyfunkční polykarboxylátová přísada Stachement ST2180. Jak je zřejmé z tab. 6 a obr. 19, požadovaných parametrů čerstvého i ztvrdlého betonu se v obou případech podařilo dosáhnout. Rovněž pylon byl úspěšně vybetonován v souladu s požadavky dodavatele. Most přes Odru a Antošovické jezero, otevřený v roce 2007, získal ocenění „Mostní dílo roku 2007“ a „Stavba roku 2008“. Podobně, jako v případě mostu D211, probíhá již od stadia výstavby průběžné sledování chování pylonu i celé mostní konstrukce. S jeho výsledky bude odborná veřejnost seznámena v některém z příštích čísel tohoto periodika.

Limit – – – – – 40,5 800 20

Tab. 6

Concretes C60/75 for the

Vnitřní beton 210 až 220 43 72 86 98 > 43 150 4 čerpatelnost > 3 h

Vnější beton 210 až 220 – 70 76 89 > 43 79,5 3 redukce smrštění

L ÁV K A P R O P Ě Š Í P Ř E S Ř E K U S V R AT K U

Samokotvená lávka pro pěší přes řeku Svratku v Brně spojuje nové administrativní centrum (Spielberg Office Centre) s historickým jádrem města Brna. Mostovka lávky z předpjatého pásu délky 43,5 m je tvořena prefabrikovanými segmenty délky 1,5 m z vysokopevnostního betonu C70/85. Plochý nosný oblouk o rozpětí 42,9 m a vzepětí 2,65 m je sestaven ze dvou segmentů vyrobených rovněž z vysokopevnostního betonu C70/85. Oblouk je tvořen dvěma „větvemi“, které mají proměnnou vzájemnou vzdálenost a u opěr se spojují (obr. 20 až 22). Segmenty mostovky i oblouku byly vyrobeny v provozovně Tovačov firmy Skanska Prefa, a. s. Beton použitý pro mostovku i oblouky v zásadě odpovídal betonu C60/75 použitému dříve pro nosníky mostu D211 (viz výše). Optima20

4/2010

❚


41


M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y Obr. 20, 21 and 22 Lávka pro pěší přes řeku Svratku ❚ Fig. 20, 21 and 22 The pedestrian bridge over the Svratka River – general view Obr. 23 Vyztužení vrcholu oblouku lávky přes řeku Svratku ❚ Fig. 23 Reinforcement of the arch top of the pedestrian bridge over the Svratka River Obr. 24 Dobetonávka vrcholu oblouku lávky přes řeku Svratku ❚ Fig. 24 Concrete fill of the arch top of the pedestrian bridge over the Svratka River Obr. 25 a 26 Lávka na obchvatu Olomouce ❚ Fig. 25 and 26 Pedestrian bridge on the bypass highway by Olomouc

21 22

23

Literatura: [1] Nawy G. A.: Fundamentals of HighPerformance Concrete. John Wiley & Sons Inc. 2nd. ed. 2001, New York, USA [2] Aitcin P.-C.: Vysokohodnotný beton, IC-ČKAIT, Praha, 2005 [3] Bickley J. A., Mitchell D.: A Stateof-Art Review of High Performance Concrete Structures built in Canada 1990-2000, Cement Association of Canada, Toronto, 2001 [4] Terzijski I., Čeliš P., Konečný L.: Aplikace vysokopevnostního betonu v mostní konstrukci D211. Beton TKS 5/2004, s. 36-42 [5] Zich M.: Dlouhodobé sledování mostu z vysokopevnostního betonu, sborník konference „Zkoušení a jakost ve stavebnictví 2009“, Brno, 2009, s. 177–186 [6] Daněk P., Schmid P.: Sledování reologických a lomových parametrů vysokopevnostních betonů, interní technická zpráva, FAST VUT v Brně, 2006 [7] Strasky J.: Bridges Utilizing Highstrength concrete, 30th Conference of Slovenian Structural engineers, Bled 2008

24

lizací výrobního postupu se podařilo snížit rozptyl kvality betonu, takže beton mohl být zařazen o jednu pevnostní třídu výše. Montáž lávky prováděla firma Skanska DS, a. s. Zajímavostí je, že se na stavbě lávky přímo podíleli odborníci z Fakulty stavební VUT v Brně, když vedle stavebního dozoru provedli i zmonolitnění oblouku lávky dobetonávkou vysokopevnostním betonem ve spojení obou prefabrikovaných částí nosného oblouku (obr. 23 a 24). Lávka, dokončená v září roku 2007, získala řadu ocenění: „Mostní dílo roku 2007“, „2008 Footbridge Award“ (Porto 2008), „Vynikající betonová kon42

strukce“ (ČBS 2009) a „Oustanding Concrete Structure“ (fib, Wahington, D.C. 2010). L ÁV K A N A RY C H L O S T N Í KOMUNIKACI R35 U OLOMOUCE

Samokotvená lávka o celkové délce 83 m převádí provoz pěších a cyklistů přes rychlostní komunikaci R35 na obchvatu Olomouce (obr. 25 a 26). Mostovka z předpjatého pásu o dvou polích je tvořena prefabrikovanými segmenty délky 3 m z vysokopevnostního betonu C70/85. Segmenty jsou tvořeny tenkou deskou tloušťky 100 až 290 mm vyztuženou jednou vrstvou Kari sítě. Prefabriko-

vané segmenty byly vyrobeny ve výrobně Eurovia CS, a. s., závod Řevnice. Monolitický oblouk o rozpětí 64 m a vzepětí 6,44 m podpírá pás mostovky uprostřed rozpětí a je vyroben z betonu C60/75. V zásadě jde o stejný vysokopevnostní beton, jaký byl použit pro celou konstrukci mostu „U plynárny“ v Olomouci. Modifikována byla pouze rychlost jeho tuhnutí a tvrdnutí, protože v tomto případě nebyla požadována plastičnost betonu po dobu 10 h. Výrobcem a dodavatelem betonu oblouku byla opět firma Skanska Transbeton, s. r. o. Dodavatelem celé stavby byla firma Bögl a Krýsl, k. s. Lávka byla dokončena v roce 2007.


❚

4/2010



25 26

Z ÁV Ě R

V moderních mostních konstrukcích se v posledních letech s úspěchem uplatňují vysokopevnostní betony. K požadavkům na vysokou pevnost se často přidružují další speciální požadavky, vyplývající nejčastěji z požadavků technologie výstavby nebo z místa aplikace v konstrukci. Tyto nároky se ve všech uvedených případech podařilo splnit, a to zejména díky úzké spolupráci projekce s navrhovatelem i dodavatelem betonu a v neposlední řadě i díky pečlivému návrhu složení betonu s využitím nejmodernějších přísad.

Projekty všech popsaných mostů byly vypracovány projekční firmou Stráský, Hustý a partneři, Brno [7]. Autor článku děkuje Prof. Ing. Jiřímu Stráskému, DSc., za cenné připomínky a za to, že mu umožnil podílet se na přípravě i realizaci prezentovaných významných a esteticky zdařilých konstrukcí. Teoretické podklady pro prezentované výsledky byly získány za finančního přispění MŠMT ČR, v rámci výzkumného záměru MSM 0021630519 „Progresivní spolehlivé a trvanlivé nosné stavební konstrukce“ a za finančního přispění MPO ČR, v rámci projektu FI-IM/185 „Nové úsporné konstrukce z vysokopevnostního betonu“.

Doc. Ing. Ivailo Terzijski, CSc. Ústav betonových a zděných konstrukcí Fakulta stavební Vysokého učení technického v Brně e-mail: [email protected] tel.: 541 147 850

4/2010

❚


43



NÁVRH A VYUŽITÍ BETONU PRO MESTSKOU ESTAKÁDU V POVÁŽSKÉ BYSTRICI ❚ DEVELOPMENT AND USAGE OF CONCRETE FOR URBAN VIADUCT IN POVÁŽSKÁ BYSTRICA Richard Novák, Marek Magyar, Igor Halaša Dálniční

mostní

Mestská

estakáda

přes

Povážskou Bystricu celkové délky 968 m je vedena ve výšce 30 až 40 m nad okolním terénem. Rozpětí polí je od 34,2 do 122 m. Předpjatá betonová mostovka spojuje oba jízdní směry na jedné nosné konstrukci a je tvořena komorovým nosníkem s velmi vyloženými konzolami. Nosný systém je navržen typu Extradosed se závěsy vedenými sedly na nízkých pylonech. Zkrácená lhůta výstavby mostu si vyžádala specifický přístup k návrhu konstrukce, řešení detailů a návrhu betonové směsi pro nosnou konstrukci. ❚ A bridge viaduct in Povážská Bystrica has a total length of 968 m and is elevated 30 to 40 m above the ground. Span length varies from 34,2 to 122 m. A prestressed concrete deck merged both directions of the

1 ❚

Obr. 1

Výstavba vahadla

Obr. 2

Podélný řez

overhangs. The superstructure was designed

Obr. 3

Příčný řez

of an Extradosed type with stay cables guided

Obr. 4

Postupná výstavba lamel

highway onto one superstructure. A cross section is made by a box girder with large

❚ ❚

Fig. 1

Fig. 2 Fig. 3

Construction of balanced cantilever

Elevation Cross section ❚

Fig. 4

Incremental construction of segments

through low pylons. Specific approach for the design of the superstructure, detailing and development of concrete was needed in fulfilment of the terms of construction.

Nový dálniční most se nachází v urbanizovaném prostředí, překonává obytnou a průmyslovou část města, místní komunikace, železnici a řeku. Niveleta mostu je vedena v konstantním podélném spádu 2,2 % a s výjimkou polí 1 a 2 ve směrově přímé trase. Celková délka nosné konstrukce je 959,4 m. Výstavba nosné konstrukce mostu probíhala metodou letmé betonáže v symetrických konzolách. Založení mostu je hlubinné na mikropilotách (podpěry 6 až 11) a plošné na horninovém podloží (podpěry 2 až 5). Pilíře byly navrženy jako rámově spojené dvojice stěn proměnné osové vzdálenosti. Tvar podpěr umožnil zajistit stabilitu vahadla při výstavbě nosné konstrukce a zároveň je dostatečně štíhlý a vzdušný do městského prostředí. Nosná konstrukce je tvořena spojitým nosníkem o deseti polích s rozpětími 34,2 + 48,8 + 70,8 + 6 x 122 + 68 m a na pilířích je uložena pomocí hrncových ložisek. Nosnou konstrukci tvoří komorový nosník s velmi vyloženými konzolami podepřenými prefabrikovanými vzpěrami. Šířka 44

2

3

4


❚

4/2010


nosné konstrukce je 30,4 m (včetně odvodňovacích žlabů), výška průřezu je proměnná od 4,7 m v poli až po 6 m nad podporami. Tloušťka stěn a dolní desky je po délce mostu proměnná, motiv horní desky a vzpěr zůstává neměnný. Extradosed kabely mají poloharfové uspořádání, nacházejí se v ose mostu a jsou vedené skrze 14 m vysoké pylony (obr. 2 a 3). Beton pilířů a pylonů je třídy C35/45, mostovka je z omezeně předpjatého betonu C45/55. Předpětí mostu je řešeno kombinací soudržných a vnějších kabelů. Soudržné kabely napínané při výstavbě vahadel (vahadlové kabely) jsou vedené v horní desce a kotvené v pracovních spárách v místě styku stěn a horní desky a vzpěry s horní deskou. Vahadlové kabely jsou tvořeny šesti kusy 12laných kabelů pro každou lamelu. Příčné předpětí je tvořeno 4lanými kabely vedenými v plochých kanálcích. Po zmonolitnění vahadel do jedné nosné konstrukce byly napnuty kabely vedené přes uzavírací spáru (kabely spojitosti). Tyto kabely jsou vedeny v horní a spodní desce a jsou kotveny v nálitcích situovaných v rozích komorového průřezu. Pro zlepšení dlouhodobého chování nosné konstrukce, omezení vlivu dlouhodobých průhybů, byly navrženy další kabely spojitosti vedené v parabolických drahách ve stěnách a kotvené v zesílené části stěn nadpodporových zárodků. Závěsy jsou tvořeny osmi kabely o 37 lanech pro každý pylon. V mostovce jsou závěsy kotveny v nálitku uvnitř komorového průřezu, přes pylon jsou vedeny v sedlových trubkách. Sedla jsou řešena jako soudržná zamezující volnému prokluzu lan. Na základě statického výpočtu se zahrnutím vlivu dotvarování, smršťování a relaxace se nepředpokládá nutnost rektifikace závěsů pro celou dobu životnosti mostu. Založení, spodní stavba i nosná konstrukce jsou navrženy tak, aby při rekonstrukci mostního svršku bylo možné na mostě zachovat provoz vedený po jedné polovině mostu. Do nosné konstrukce mostu a k závěsům jsou zabudována teplotní a napěťová čidla snímající teplotu a napjatost v betonu a v předpínacích lanech. Odečet těchto hodnot je možné provádět přímo z komory mostu kdykoli v rámci prohlídky, pravidelné údržby či při mimořádných událostech. Závěsy mostu jsou navržené jako rektifikovatelné a vyměnitelné. Vyměnitelnost je uvažována pro každý závěs zvlášť. Systém závěsů splňuje požadavky PTI Guide Specification for Stay Cable Design – nosná konstrukce je posouzena pro ztrátu únosnosti libovolného závěsu. Ochrana proti korozi soudržného předpětí je pomocí injektáže. Ochrana předpínacích lan závěsů splňuje požadavky pro nejvyšší stupeň korozního prostředí – třívrstvá ochrana tvořená pozinkovanými lany v PE obalu s tukem a v ochranné PE trubce. N ÁV R H K O N S T R U K C E P R O Z K R Á C E N Ý T E R M Í N V Ý S TAV B Y

Původní návrh obsažený v tendrovém projektu řešil výstavbu mostu ve třech stavebních sezonách. Rozpětí jednotlivých polí bylo shodné a vnější tvar nosné konstrukce podobný. Výstavba nosné konstrukce však byla rozdělena na dvě fáze. Nejprve páteřní dvoukomorový nosník se závěsy extradosed, dodatečně pak dobudované vyložené příčně předepnuté konzoly podepřené ocelovými vzpěrami. Pilíře umožňovaly jednoosé uložení nosné konstrukce, a tak bylo nutné pro výstavbu nosné konstrukce zbudovat vysoké montážní podpěry zajišťující stabilitu vahadla. Základní podmínkou realizace mostu bylo jeho dokončení do dvaceti dvou měsíců od zahájení výstavby. Realizační 4/2010

❚


harmonogramy prací zhotovitelského týmu obsahovaly (i při uvážení výstavby všech vahadel současně) několik významných omezení v plynulosti prací: • nejprve bylo nutno dokončit vahadla a až poté bylo možné dokončovat příčný řez vyloženými konzolami, • vzpěry tvořené ocelovými kruhovými profily ve tvaru X byly časově velmi náročné na výrobu. Projekční tým se spolu se zhotoviteli dohodl na upraveném řešení tendrové dokumentace: • rozpětí polí, výška pylonů a v co největší míře i vzhled mostovky zůstanou zachovány, • pilíře budou umožňovat zajištění stability vahadla nosné konstrukce proti překlopení a pootočení, • zárodek nosné konstrukce bude vybudován s pomocí lehké skruže zavěšené na hlavici pilíře, • příčný řez nosné konstrukce bude zhotovován v jedné fázi, • vzpěry podpírající konzolu mostovky budou prefabrikované, rámově spojené s nosnou konstrukcí, • původně dvě části estakády (krátká první dvě pole a hlavní extradosed estakáda) budou sloučeny do jedné spojité nosné konstrukce, • tíha nosné konstrukce bude optimalizována s ohledem na nutnost nasazení sedmi párů betonářských vozíků. Projekčnímu sdružení se podařilo úkoly vyřešit s výjimkou třetího bodu. Zde byla po diskuzi navržena oddělená betonáž kotevního bloku extradosed kabelu a vnitřních táhel (obr. 4, 7 a 8). Takto navržený postup poskytnul mnohem vyšší garanci přesnosti osazení průchodky závěsu. P O Ž A D AV K Y N A B E T O N Y N O S N É K O N S T R U K C E

Po zpracování základních částí projektové dokumentace zhotovitelé vypracovali nové podrobné harmonogramy prací včetně detailního řešení výstavby jednotlivých lamel nosné konstrukce. Z představených harmonogramů vyplynul požadavek na výstavbu nosné konstrukce během jedné stavební sezony a zároveň nutnost předpínání po jednom dni. Z hlediska návrhu receptur betonových směsí tak bylo nutno řešit návrh tří základních receptur: • beton C45/55 pro nosnou konstrukci, který bude umožňovat předepnutí kabelů po jednom dni a zároveň nebude vyvozovat nadměrný vývin hydratačního tepla a smrštění, • beton odvodňovacího žlabu nosné konstrukce, který bude betonován současně s ní, bude připraven ve stejné betonárně a bude splňovat zvýšené požadavky na odolnost vůči mrazu a chloridům, • beton kotevních bloků závěsů a šikmých vnitřních táhel, který bude plnit vysoké nároky na zpracovatelnost hustě armovaných prvků. Pro zajištění realizace těchto požadavků je nezbytná účast zkušených odborníků – technologů. Nevyhnutelná byla jejich účast na stavbě a v betonárně při úpravách receptur pro betonáž v letním a zimním období a pokyny k ošetřování betonu. Stejně tak bylo nezbytné bezchybné logistické zajištění dopravy betonu, neboť při výstavbě sedmi vahadel současně v pracovním cyklu deseti až čtrnácti dní byl dopravo3 ván beton v objemu 2 x 100 m do bednění nosné konstrukce téměř každý den. A N A LÝ Z A P O Ž A D AV K Ů N A B E T O N N O S N É KONSTRUKCE

Při návrhu betonové směsi pro beton C45/55 bylo nutné postupovat obezřetně a sladit protichůdné požadavky konstrukční a technologické:


45



5

6

• předpínání již po jednom dni, • omezení smršťování a dotvarování s ověřením průběhu

dlouhodobou zkouškou, • omezení vývinu hydratačního tepla, • stanovení a průběžná kontrola modulu pružnosti betonu.

Omezení smršťování a dotvarování betonu velmi nepříznivě ovlivňuje dlouhodobou geometrickou stálost nivelety mostu. Při požadavku předpínání po jednom dni a nutnosti významně přidat množství cementu bylo vhodné snížit vodní součinitel, přidat vhodné superplastifikátory a udržet smršťování a dotvarování v hodnotách běžně stanovených normami. Betony rychle nabývající pevnost v sobě skrývají potenciální nebezpečí v podobě vysokého vývinu hydratačního tepla. Vzhledem k maximální tloušťce betonovaného prvku rovné 1 m bylo nutné se podrobně věnovat této problematice. Pokud by došlo v konstrukci k nárůstu teploty přes 70 °C, hrozila by ztráta únosnosti spodní desky nosné konstrukce v oblasti podpor vlivem vnitřního porušení betonu trhlinami. ZÁRODKY NOSNÉ KONSTRUKCE

Zárodky na nosné konstrukci plní funkci startovacího prvku geometrie konstrukce a podpěrného prvku pro betonářské vozíky. Pro urychlení výstavby byla použita lehká prostorová skruž, jejíž dílce byly sestaveny na zemi a posléze postupně vyzvednuty a zavěšeny na hlavici pilíře. Pro odlehčení konstrukce skruže byl zárodek rozdělen na tři betonážní takty. Nejprve se betonovala spodní deska, následně stěny komory a diafragmata a na závěr horní deska. Nejmasivnější prvky tak byly betonovány do bednění opřeného o hlavici pilíře. ❚

Obr. 5

Výstavba zárodku

Obr. 6

Táhla a kotevní bloky závěsů

Obr. 7

Příčný řez lamelou

Obr. 8

Podélný řez lamelou

Obr. 9

Zatěžovací zkouška segmentu

Obr. 10

Fig. 5

❚

L A M E LY N O S N É K O N S T R U K C E

Vahadlo nosné konstrukce se skládá ze zárodku a 2 x 11 lamel betonovaných pomocí betonářského vozíku. Vahadla jsou po dokončení vzájemně spojena vybetonováním uzavírací spáry a jejím následným předepnutím. V osmi lamelách jsou zakotveny závěsy a v těchto lamelách je nutno vyřešit přenos svislé síly ze závěsu do nosné konstrukce. Samotné zakotvení kabelu do nálitku v horní desce není staticky možné a je nutné jej doplnit ztužením příčného řezu. To je navrženo pomocí vnitřních předpjatých táhel obdélníkového průřezu. Táhla přenesou svislou sílu ze středu horní desky do rámového rohu komory, kde je silové zatížení přenášeno stěnovou tuhostí příčného řezu (obr. 6 a 7). Dvoufázová betonáž těchto lamel probíhala následujícím způsobem: Nejprve byl zhotoven celý typický příčný řez s výjimkou otvoru 1 x 2,4 m v horní desce. Po předepnutí 50 % příčného předpětí a 100 % vahadlových kabelů kotvených v příslušné lamele byl vozík přesunut do polohy pro betonáž následující lamely. V průběhu prací na další lamele bylo osazeno bednění táhel a nálitku kotvy závěsu, osazena ocelová průchodka závěsu a armatura. Následně proběhla betonáž s pomocí lehce zhutnitelného betonu, protože nepřístupnost šikmých táhel a hustota armatury kotevního bloku neumožňovaly dostatečné použití vibrátorů. Po dosažení požadova-

Pier segment erection ❚

Fig. 7 ❚

Zabetonované stěny a diafragmata byly využity pro zakotvení táhel částečně vyvěšujících část skruže pro bednění horní desky (obr. 5). Po příčném předepnutí horní desky byla skruž po jednotlivých dílcích spuštěna na zem.

Fig. 6

Ties and stay-cable blisters

Cross section of segment

Fig. 8

Elevation of segment ❚

Fig. 9

Load test of segment

Průběh smršťování a dotvarování při zkoušce

❚

Fig. 10

Shrinkage and creep from test

7

8

46


❚

4/2010



Vývoj smršťování a dotvarování betonu BetonRacio/30MPa/Ladce 200 Okamžik zatížení v dotvarovacím lise

poměrné přetvoření [μm/m]

0 -200 -400 -600

Ve vodě

V prostředí s relativní vlhkostí 55 až 60%

-800 -1000 -1200 -1400 -1600 0

10

20 Ladce_smršťování

9

40 Čas [dny]

50

60

70

Ladce_smršťování a dotvarování

10

né pevnosti betonu bylo napnuto zbývajících 50 % příčného předpětí lamely a napnut extradosed závěs (obr. 7 a 8). ZKUŠEBNÍ SEGMENT NOSNÉ KONSTRUKCE

Pro tak rozsáhlou konstrukci byla investorem vyžadována realizace zkušebního segmentu v měřítku 1 : 1 včetně provedení zatěžovací zkoušky. Rozsah zkušebního segmentu byl zvolen tak, aby bylo možné vyzkoušet práce na armování, ukládce betonové směsi, osazení průchodky, osazení bednění táhel a nálitku extradosed závěsu, jejich vyarmování a provést betonáž druhé fáze příčného řezu. Reálnou zkouškou in-situ mohla být odladěna zpracovatelnost betonové směsi a sledován vývin teploty v průřezu. Byla sledována okamžitá teplota betonu i teplotní spád v konstrukci. Zkušební segment byl vybaven strunovými tenzometry snímajícími přetvoření betonu při předpínání, smršťování a relaxaci předpětí a chování při zatěžovací zkoušce. Pro prvky příčného předpětí a předpětí vnitřních táhel byly osazeny elastomagnetické snímače napjatosti zaznamenávající ztráty předpětí při napínání, relaxaci a smršťování a nárůst napětí při zatěžovací zkoušce. Zatěžovací zkouška byla vykonána pro dva zatěžovací stavy horní desky: ohyb konzoly vně vzpěry a ohyb horní desky v prostoru nad vzpěrami (obr. 9). Zatěžovací zkouškou byla prokázána vysoká únosnost konstrukce vůči zatížení a odolnost proti dosažení mezní únosnosti. Pro normou definované sestavy pohyblivých zatížení nevznikají v horní desce trhliny. BETÓN NOSNEJ KONŠTRUKCIE

Pre výstavbu nosnej konštrukcie estakády bol použitý betón triedy C45/55 XC4, XD3, XF2 (SK) – Cl 0,1 – Dmax 22 – S4 – max. priesak 50 mm podľa STN EN 12390-8. Ďalšími požiadavkami na uvedený betón sú minimálna pevnosť v tlaku 30 MPa po 24 h a statický modul pružnosti po 28 dňoch 34 GPa. Betón bol vyrábaný na centrálnej betonárni v Považskej Bystrici, ktorá je vzdialená od staveniska približne 15 min jazdy autodomiešavačom. Príprava betónu, ktorý bol používaný pre výstavbu nosnej konštrukcie, prebiehala v laboratórnych podmienkach od novembra 2008. Vzhľadom na množstvo vlastností betónu, ktoré bolo treba preveriť, bolo len pre vypracovanie samotnej Počiatočnej skúšky typu (průkazní zkoušky) potreb3 né vyrobiť v laboratórnych podmienkach bez mála 0,5 m betónu. V tab. 1 sú uvedené zistené vlastnosti betónu z Počiatočnej skúšky typu a vlastnosti betónu zo skúšobného segmentu. 4/2010

30

❚

Pre dodržanie správnej geometrie a tolerancií pri výstavbe mosta bolo dôležité pracovať so správnou hodnotou modulu pružnosti betónu. Slovo „správne“ v tomto prípade znamená zhodu medzi projektovou dokumentáciou a medzi reálne aplikovaným betónom. Normové požiadavky sú podľa STN EN 1992-1-1 alebo STN 73 1251 v tomto smere len informatívne. Napríklad deformácia konca vahadla pri betonáži poslednej lamely bola 35 mm. Ak by sme brali do úvahy hodnoty uvádzané normou 40,5 GPa, ide o rozdiel cca -20 % a deformáciu 28 mm. Pokiaľ by sme brali do úvahy prvé výsledky skúšok s pôvodnou receptúrou (modul pružnosti 27 GPa), pre poslednú betonáž lamely by sme dostali deformáciu 42 mm. Tento rozdiel je ľahko merateľný a pri opakovanej výstavbe by vyústil do zložitého vyrovnávania povrchu mosta pomocou sanačných materiálov. Po vzájomnej dohode bola stanovená minimálna hodnota modulu pružnosti, ktorú je výrobca s primeranými nákladmi schopný zaistiť a projektant je schopný garantovať minimalizáciu rizika nepresností pri výstavbe. V P LY V Z M R A Š Ť O VA N I A

Ďalším faktorom, často ešte významnejším sú vplyvy dotvarovania a zmrašťovania. Je všeobecne známou pravdou, že hodnoty uvádzané normou STN 73 1251 sú z dôvodu zastaranosti teórie výpočtu veľmi podhodnotené. Hodnoty uvád-

Tab. 1 Vlastnosti betónu z Počiatočnej skúšky typu a zo skúšobného segmentu ❚ Tab. 1 Characteristics of concrete

Betón STN EN 206-1 – C45/55 XC4, XD3, XF2 (SK) – Cl 0,1 – Dmax 22 – S4 – max. priesak 50 mm podľa STN EN 12390-8 – statický modul pružnosti po 28 dňoch 34 GPa – nárast pevnosti 30 MPa/24 h Zistená Zistená hodnota hodnota pri Vlastnosť betónu pri Počiatočnej skúšobnom skúške typu segmente Konzistencia skúškou sadnutím [mm] po vyrobení 250 250 Konzistencia skúškou sadnutím [mm] po 60 min. 200 200 Teplota čerstvého betónu [°C] po vyrobení 17,8 22,7 3 Objemová hmotnosť zatvrdnutého betónu [kg/m ] 2 350 – po 28 dňoch a vysušení v sušiarni Pevnosť v tlaku [MPa] po 24 h 37,5 20 Pevnosť v tlaku [MPa] po 48 h 53,5 36,5 Pevnosť v tlaku [MPa] po 28 dňoch 75 81 Maximálny nameraný priesak vody [mm] 15 20 Statický modul pružnosti [GPa] po 3 dňoch 30,12 Statický modul pružnosti [GPa] po 28 dňoch 33,346 33,9 2 95,33 68,4 Odolnosť voči vplyvu vody a ChRL [g/m ] Mrazuvzdornosť – súčiniteľ mrazuvzdornosti 0,86 0,86


47

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E ❚ 11a

M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y 11b

Vývoj zmrašťovania v čase dle STN EN 1992-1-1 [dny]

-4.0E-04

-4.0E-04

vysychaním

F

autogenné

vysychaním

celkové

-3.5E-04

-3.5E-04

-3.0E-04

-3.0E-04

-2.5E-04

-2.5E-04

F

-2.0E-04

autogenné

celkové

-2.0E-04

-1.5E-04

-1.5E-04

-1.0E-04

-1.0E-04

-5.0E-05

-5.0E-05

10

100

1000

10000

10

100000

100

1000

10000

100000

0.0E+00

0.0E+00

zané normou STN 1992-1-1 a 1992-2 sú založené na modernej teórii a sú pre väčšinu konštrukcií dostatočne presné. Pre Mestskú estakádu boli urobené skúšky zmrašťovania a dotvarovania. Na základe týchto výsledkov boli upravené vstupné parametre dotvarovania a zmrašťovania v statickom výpočte (obr. 10 a 11). V P LY V H Y D R ATA Č N É H O T E P L A A S P Ô S O B U O Š E T R O VA N I A B E T Ó N U

Betonáž skúšobného segmentu a následné merania potvrdili významný vplyv teploty a spôsobu ošetrovania betónu na nárast pevnosti v prvých dňoch po vyrobení. Zatiaľ čo betón ošetrovaný v laboratórnych podmienkach už od svojho vyrobenia a tiež betón v konštrukcií, ovplyvnený narastajúcim hydratačným teplom, dosiahli požadovanú pevnosť v tlaku po 24 h, pevnosť v tlaku skúšobných telies chránených len pred poveternostnými vplyvmi po 24 h výrazne zaostala. Podľa vykonaných meraní klesla teplota vzduchu počas prvých 24 h od zabetónovania segmentu až k 7 °C, pričom najvyššia denná teplota dosiahla približne 24 °C. Teplota v konštrukcii vo svojom maxime atakovala 70 °C. Na základe zistení o vplyve teploty na nárast pevnosti skúšobných telies bolo pristúpené k ďalšiemu overeniu pevnosti betónu vyrobeného na betonárni a následne k zabezpečeniu optimálneho ošetrovania skúšobných telies už na stavenisku. Po vyhodnotení získaných výsledkov bolo rozhodnuté nerobiť v zložení betónu pre nosnú konštrukciu žiadne zásahy (obr. 12). R E A L I Z Á C I A N A S TAV B E

Betonáž prvej lamely reálnej konštrukcie začala dňa 24. júla 2009, trvala bezmála 12 h a celkovo bolo uložených 250

12

Vývoj zmrašťovania v čase pre projekt [dny]

3

m betónu. Teplota v konštrukcii prvej lamely dosiahla v kritických miestach prierezu hodnotu prijateľných 56 °C. Pevnosť betónu v tlaku po 24 h dosahovala hodnotu 35 MPa a po 48 h hodnotu 46,5 MPa, čím boli splnené požadované pevnosti na predpínanie. V ďalších pracovných záberoch na ďalších lamelách sa z praktických dôvodov vyhodnocovala aj 36hodinová pevnosť v tlaku. Tá dosahovala 40,5 MPa. Po tomto čase sa začínalo s predpínaním konštrukcie a vozík sa vysúval do ďalšieho záberu. Doprava čerstvého betónu na stavbu bola realizovaná do3 miešavačmi s užitočným objemom 5 až 10 m . Špecifikom bola stavenisková doprava – čerpanie betónu do konštrukcie. Použili sa dve mobilné čerpadlá s ramenom 52 m, na ktoré sa na konštrukcii napojilo horizontálne potrubie s predpokladanou maximálnou dĺžkou 50 m. Betón bol po prečerpaní ukladaný do debnenia a zhutňovaný ponornými vibrátormi (obr. 13). Pre betonáž nosnej konštrukcie v zimnom období nebolo potrebné robiť v pôvodnom zložení betónu takmer žiadne zmeny. Malé úpravy sa uskutočnili len v období najnižších teplôt vzduchu, keď sa obmedzilo dávkovanie spomaľovacej prísady, ktorá zabezpečovala predĺženej spracovateľnosti čerstvého betónu v letnom období. BETÓN ŽLABU A BETÓN VNÚTORNÝCH TIAHEL A N Á L I AT K O V Z ÁV E S O V

Odvodňovací žľab bol betónovaný súčasne s každou lamelou. Bol navrhnutý z betónu C35/45 XC4, XD3, XF4 (SK) – Cl 0,1 – Dmax 16 – S4 – max. priesak 50 mm podľa STN EN 12390-8. Pri betonáži lamely bol ukladaný do debnenia

13

48


❚

4/2010


ako prvý. Pre vytvorenie technologickej škáry rozhrania betónov bolo použité profilované drôtové pletivo. Pre vnútorné tiahla a kotevné bloky (náliatky) závesov bol navrhnutý ľahkozhutniteľný betón triedy C35/45 XC4, XD3, XF4 (SK) – Cl 0,1 – Dmax 16 – F5 – max. priesak 50 mm podľa STN EN 12390-8 – pevnosť v tlaku 40 MPa po 5 dňoch. Na tento betón boli pri návrhu receptúry kladené viaceré požiadavky. Bolo nutné navrhnúť zloženie betónu tak, aby spĺňal nároky na pevnostné charakteristiky v čase predpínania a zároveň aby mal požadovanú konzistenciu v čase dodania na stavbu. Konzistencia rozliatím po 20 min od namiešania sa pohybovala v rozmedzí 600 až 550 mm a obsah vzduchu v čerstvom betóne sa pohyboval medzi 4,5 až 6 %. Vzpera sa odlievala od hornej dosky mostovky cez kruhový otvor, ktorý bol v osi mosta. Cez tento pomerne malý prierez bolo použitie ponorných vibrátorov vylúčené. Betón bolo nutné do celého prierezu husto vystuženého prvku dostať len pomocou príložných vibrátorov. Tempo výstavby si aj tu vyžiadalo úpravu zloženia betónu. Výsledkom bol skrátený čas nárastu pevnosti betónu v tlaku aj napriek vplyvu chladného počasia.


Projekt Zhotovitel mostu Výroba betonu Technologie betonu

sdružení Alfa04, a. s., a SHP, s. r. o. sdružení Doprastav, a. s., a Skanska BS, a. s. TBG Doprastav BetónRacio, s. r. o.

Autori článku ďakujú Doc. Ing. Ivailo Terzijskému, CSc., a Doc. RNDr. Ing. Stanislavovi Šťastníkovi, CSc., zo Stavebnej fakulty VUT v Brne za podporu pri príprave popisovaného projektu. Ing. Richard Novák Stráský, Hustý a partneři, s. r. o. Bohunická 50, 619 00 Brno e-mail: [email protected], www.shp.eu Ing. Marek Magyar TBG Doprastav, a. s. Košická 52, 821 08 Bratislava e-mail: [email protected] www.tbgdoprastav.sk Ing. Igor Halaša BetónRacio, s. r. o.

Z H O D N O T E N I E V Ý S L E D K O V A Z ÁV E R

Počas betonáží nosnej konštrukcie nedošlo k zásadným problémom pri doprave či ukladaní betónu. V článku popisované betóny zabudované v konštrukcii mosta, podľa výsledkov, ktoré sú autorom k dispozícií, spĺňajú požadované kritériá či už v čerstvom alebo zatvrdnutom stave. Pozornosť venovaná príprave pred započatím budovania nosnej konštrukcie prispela k úspešnému splneniu termínu výstavby. Použitý model pravidelných stretnutí a konzultácií medzi pracovníkmi zúčastnených spoločností pred samotnou realizáciou nosnej konštrukcie sa ukázal ako veľmi efektívny a určite je vhodné ho zopakovať aj v budúcnosti pri podobne významných stavbách. Konštrukcia Mestskej estakády je výnimočná z hľadiska architektúry aj spôsobu výstavby. Veríme, že aj naším pričinením bude plnohodnotne slúžiť všetkým obyvateľom mesta a prechádzajúcim motoristom.

Skladová 2, 917 00 Trnava e-mail: [email protected], www.betonracio.sk

Obr. 11 Priebeh zmrašťovania, a) podľa STN EN 1992-1-1, b) upravený priebeh pre projekt ❚ Fig. 11 Development of shrinkage a) according to STN EN 1992-1-1, b) according to test results Obr. 12 Výpočet vývinu hydratačního tepla hydration heat Obr. 13 Betonáž lamel segments

❚

Fig. 13

Obr. 14 Pohled na dokončený most completed bridge

❚

Fig. 12

Calculation of

Transportation of concrete for ❚

Fig. 14

View of the

Literatura: [1] Collepardi M.: Moderní beton, ČKAIT, Praha 2010

14

4/2010

❚


49



STATICKÝ MODUL PRUŽNOSTI LEHKÝCH KONSTRUKČNÍCH BETONŮ ❚ STATIC ELASTICITY MODULUS OF LIGHT-WEIGHT STRUCTURAL CONCRETE Michala Hubertová Je známo, že lehké betony vykazují nižší hodnoty statického modulu pružnosti oproti obyčejnému betonu, neboť jeden z největších vlivů na hodnotu modulu pružnosti betonu má modul pružnosti použitého kameniva. Článek popisuje vliv složení lehkého betonu s využitím lehkého kameniva na bázi expandovaného jílu (např. podíl lehkého a přírodního kameniva), jeho objemové hmotnosti a případně konzistence (oblast prefabrikace, transportbetonu, samozhutnitelný beton) na jeho statický a dynamický modul pružnosti. ❚ We know that light-weight concrete shows lower values of static elasticity modulus than common concrete, because the elasticity modulus of aggregate is one of the most important factors of elasticity modulus of concrete. The article describes composition of light-weight concrete with light-weight aggregate based on expanded clay (e.g. proportion of light-weight and natural aggregate), its volumetric characteristics and consistence (for purposes of prefabrication, ready-mix and self-compacting concrete) and their influence on static and dynamic elasticity modulus.

P R O B L E M AT I K A S TA N O V E N Í MODULU PRUŽNOSTI

Vliv statického modulu pružnosti na chování betonových konstrukcí je významný, zejména v současné době, kdy je trendem používání subtilnějších konstrukcí. Význam modulu pružnosti také narůstá se statickou náročností konstrukce (velkorozponové střešní a stropní konstrukce, sportovní objekty, mosty atd.). Eurokód ČSN EN 1992-1-1 Navrhování betonových konstrukcí uvádí směrné hodnoty pro obecné použití, ale upozorňuje na fakt, že v případě citlivých konstrukcí se mají hodno-

ty stanovit přesněji. Je obecně známo, že modul pružnosti betonu je závislý na modulech pružnosti jeho složek. Směrné hodnoty uvedené v této normě platí pro silikátové kamenivo (tab. 3.1. normy) s tím, že při použití jiných typů se hodnota buď poníží (vápencové kamenivo o 10 %, pískovcové kamenivo o 30 %) nebo navýší (čedičové kamenivo o 20 %). Praxe ale ukazuje, že závislost pevnosti v tlaku na statickém modulu pružnosti je velmi variabilní. Norma ČSN EN 1992-1-1 zohledňuje pouze materiálovou podstatu použitého kameniva, nikoliv např. plynulost křivky, použitou frakci, dále např. druh použité přísady a příměsi, vodní součinitel, podíl objemu cementového kamene vůči objemu kameniva, způsob dopravy, ukládání atd. Problém v komunikaci investora a dodavatele stavby resp. dodavatele stavby a dodavatele betonu je znám. Vzhledem k tomu, že ČSN EN 206-1 neudává žádné požadavky na statický modul pružnosti, nemá výrobce povinnost tuto vlastnost sledovat a ani deklarovat. Pouze v případě, kdy projektant určí modul pružnosti pro konkrétní betonovou konstrukci, což se ale neděje příliš často. Je známo, že existuje variabilita hodnot statického modulu pružnosti v rámci jedné pevnostní třídy betonu. Pro stanovení statického modulu se běžně používá zkušební metoda dle normy ČSN ISO 6784. Dynamický modul pružnosti lze stanovit více metodami, k nejčastějším patří rezonanční a ultrazvuková metoda. Protože při nedestruktivním stanovení modulu pruž-

nosti není beton vystavený reálnému zatížení, ve vzorku tedy nejsou žádná napětí, nedochází ani k vzniku mikrotrhlin na rozhraní kameniva a cementového kamene. V důsledku toho dynamický modul pružnosti odpovídá přibližně počátečnímu tečnovému modulu pružnosti při statickém stanovení, a je tedy podstatně vyšší oproti sečnovému modulu pružnosti (známý pod pojmem statický modul pružnosti), který se určuje při zatížení zkušebních těles tlakovým napětím. Vzhledem k heterogenní struktuře betonu a rozdílným způsobům stanovení dvou typů modulu pružnosti není možné určit jednoznačný vztah mezi statickým a dynamickým modulem pružnosti. Přesto se v odborné literatuře určité empirické vztahy mezi nimi uvádějí. Velmi zjednodušeně a obecně lze konstatovat, že dynamický modul je cca o 20 % vyšší než statický modul pružnosti. Předností dynamického modulu pružnosti je rychlost a jednoduchost stanovení. Nevýhodou je nižší přesnost a spolehlivost naměřených hodnot v porovnání se statickým modulem pružnosti [2]. S TAT I C K Ý M O D U L P R U Ž N O S T I LEHKÉHO BETONU S PÓROVITÝM KAMENIVEM

Dle ČSN EN 1992-1-1 lze odhad průměrných hodnot sečnového (statického) modulu Elcm pro lehký beton s pórovitým kamenivem získat vynásobením hodnot modulu pružnosti Ecm z tabulky 3.1. pro normální beton součinite2 lem ηE = (ρ/2 200) , kde ρ je objemová hmotnost betonu ve vysušeném stavu dle ČSN EN 206-1.

Tab. 1 Hodnoty statického modulu pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor dle ČSN EN 1992-1-1 modulus of light-weight concrete with the Liapor aggregate according to CSN EN 1992-1-1

Pevnostní třída betonu podle ČSN EN 206-1 Třída objemové hmotnosti podle ČSN EN 206-1 Součinitel ηE Modul pružnosti Elcm [GPa] stanovený dle ČSN EN 1992-1-1 Modul pružnosti pro adekvátní pevnostní třídu obyčejného betonu Ecm [GPa] dle ČSN EN 1992-1-1

❚

Tab. 1

Values of static elasticity

LC12/13 D 1,2 0,298 8

LC16/18 D 1,4 0,405 11,7

LC20/22 D 1,4 0,405 12,2

LC25/28 D 1,6 0,529 16,4

LC30/33 D 1,6 0,529 17,6

LC35/38 D 1,8 0,669 22,7

LC40/44 D 2,0 0,826 28,9

LC45/50 D 2,0 0,826 29,7

27

29

30

31

33

34

35

36

Tab. 2

Values of

Tab. 2 Hodnoty statického modulu pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor třídy LC35/38 D 1,8 dle ČSN EN 1992-1-1 ❚ static elasticity modulus of light-weight concrete with the Liapor aggregate class LC35/38 D 1.8 according to CSN EN 1992-1-1

LC35/38 D 1,8 – objemová hmotnost [kg/m3] Modul pružnosti Elcm [GPa] stanovený dle ČSN EN 1992-1-1 50

1 650 19,1

1 700 20,3

1 750 21,5

1 800 22,7


❚

4/2010

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E ❚ 1

M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y Obr. 1 Pevnost v tlaku vs. statický modul pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor ❚ Fig. 1 Compressive strength vs. static elasticity modulus of LW concrete with Liapor aggregate

Pevnost v tlaku [MPa]

60 55

y = 18,314Ln(x) – 14,7

50

r = 0,51

45

Obr. 2 Objemová hmotnost ve vysušeném stavu vs. statický modul pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor ❚ Fig. 2 Dry volume weight vs. static elasticity modulus of LW concrete with Liapor aggregate

40 35 30 25 20 10

12

14

16

18

20

22

24

26

Naměřená hodnota statického modulu pružnosti [GPa]

Obr. 4 Dynamický vs. statický modul pružnosti lehkého samozhutnitelného betonu s kamenivem Liapor ❚ Fig. 4 Dynamic vs. static elasticity modules of LWSCC with Liapor aggregate

2 Objemová hmotnost [kg/m3]

2000 1900

y = 722,51Ln(x) – 455,14

1800

r = 0,88

Obr. 3 Dynamický vs. statický modul pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor ❚ Fig. 3 Dynamic vs. static elasticity modules of LW concrete with Liapor aggregate

1700

Obr. 5 Pevnost v tlaku vs. dynamický modul pružnosti lehkého samozhutnitelného betonu s kamenivem Liapor ❚ Fig. 5 Compressive strength vs. dynamic elasticity modules of LWSCC with Liapor aggregate

1600 1500 1400 1300 1200 10

12

14

16

18

20

22

24

26

Naměřená hodnota statického modulu pružnosti [GPa]

3 Naměřená hodnota statického modulu pružnosti [GPa]

26 24

y = 0,7352x + 2,0901

22

r = 0,87

20 18 16 14 12 10 14

16

18

20

22

24

26

28

30

32

34

Naměřená hodnota dynamického modulu pružnosti [GPa]

4 Statický modul pružnosti Ec [GPa]

24 Es = 3,745Ebu – 0,0645Ebu2 – 32,062 r = 0,965

22 20 18

S TAT I C K Ý A D Y N A M I C K Ý M O D U L PRUŽNOSTI LEHKÉHO BETONU S PÓROVITÝM KAMENIVEM V PRAXI

16 14 12 10 16

18

20

22

24

26

28

22

24

Dynamický modul pružnosti Ebu [GPa]

5 Pevnost v tlaku [MPa]

50 y = 0,0614x2 – 0,3815x + 24,256 r = 0,916

45 40 35 30 25 12

4/2010

V tabulce 1 jsou uvedeny vypočítané hodnoty dle tohoto normového postupu pro pevnostní a objemové třídy lehkého betonu s kamenivem na bázi expandovaného jílu (Liapor), které lze v podmínkách České republiky vyrobit pro oblast transportbetonu a prefabrikace. Protože ale v rámci jedné třídy objemové hmotnosti se jedná o roz3 mezí ±1000 kg/m , dochází tím pádem ještě k většímu rozptylu vypočítaných hodnot modulu dle ČSN EN 1992-1-1. Tabulka 2 uvádí příklad na často používané třídě LC35/38 D 1,8, kde třída D 1,8 zahrnuje objemovou hmotnost 3 od 1 650 do 1 800 kg/m .

❚

14

16 18 20 Dynamický modul pružnosti Ebu [GPa]


Tato kapitola je věnována analýze výsledků statického modulu pružnosti stanoveného dle ČSN ISO 6784 a dynamického modulu pružnosti stanoveného ultrazvukovou impulsní metodou u lehkých betonů s kamenivem Liapor tuzemské výroby. Jedná se o výsledky cca čtyřiceti receptur vyrobených převážně na betonárkách (menší část laboratorně). Receptury byly vyrobeny v různých mísících zařízeních v různých regionech České republiky, tzn, že jediná společná složka je lehké kamenivo Liapor kombinovaná v různých poměrech s přírodním kamenivem. Receptury by51



Tab. 3 Porovnání hodnot statického modulu pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor třídy LC35/38 D 1,8 stanovených experimentálně a dle ČSN EN 1992-1-1 ❚ Tab. 3 Comparison of experimentally determined values of static elasticity modulus of light-weight concrete with the Liapor aggregate class LC 35/38 D 1.8 according to CSN EN 1992-1-1

LC35/38 D 1,8 – objemová hmotnost [kg/m3] Modul pružnosti Elcm [GPa] stanovený dle ČSN EN 1992-1-1 Reálné hodnoty modulu pružnosti [GPa]

Tab. 4 Zvýšení hodnot statického modulu pružnosti nahrazením části lehkého kameniva přírodním kamenivem ❚ Tab. 4 Increase of values of static elasticity modulus by partial replacement of light-weight aggregate with natural aggregate

Nahrazení lehkého kameniva přírodním kamenivem [%] 80 60 40 20

Zvýšení statického modulu pružnosti [%] 30 25 20 10

1 650

1 700

1 750

1 800

19,1

20,3

21,5

22,7

15 až 18

16 až 18

18 až 23

20 až 24

ly určené pro oblast transportbetonu i prefabrikace. Stejně jako u obyčejných betonů se potvrzuje, že závislost tlakové pevnosti na výsledné hodnotě není vysoká (obr. 1). Těsnost korelace u závislosti statického modulu pružnosti na objemové hmotnosti je podstatně vyšší (obr. 2). Toto potvrdil i velký evropský projekt Eurolightcon u dalších typů lehkých pórovitých kameniv. Závislost mezi dynamickým modulem pružnosti z měření ultrazvukovou impulsní metodou a statickým modulem pružnosti zjišťovaným postu-

pem dle ČSN ISO 6784 je znázorněna na obr. 3. Tato závislost se nevyznačuje vysokou těsností korelace (r = 0,87). Oproti tomu na obr. 4 a 5 jsou znázorněny závislosti statického a dynamického modulu a tlakové pevnosti na dynamickém modulu pružnosti u lehkých samozhutnitelných betonů, které byly vyrobeny ve stejném období, na stejné laboratorní míchačce se stejnými vstupními surovinami a byly zkoušeny v jedné laboratoři. Právě tomuto faktu lze přisuzovat větší rozptyl závislostí u receptur z praxe, tzn. že konzistence spojená s výší vodního součinitele, druh dalších surovin (přírodní kamenivo, cement atd.) včetně způsobu míchání má vliv na výsledné hodnoty nejen modulu pružnosti. Otázka konzistence, spojená s výší vodního součinitele a způsob případné vlhkostní úpravy lehkého kameniva před samotným mícháním, je úzce spjatá s kvalitou kontaktní zóny lehkéObr. 6 Ukázka praktických realizací v průběhu posledních let, a) Stadion Eden Praha, LC35/38 D 1,8 XF4 XC4 V5, objemová hmotnost 1 730 kg/m3, pevnost v tlaku 47 MPa, statický modul pružnosti 25 GPa, dynamický modul pružnosti 30 GPa, b) Multifunkční stadion Karlovy Vary, LC25/28 D 1,6 XF4 XC4 V5, objemová hmotnost 1 550 kg/m3, pevnost v tlaku 34 MPa, statický modul pružnosti 22 GPa ❚ Fig. 6 An example of practical application in last few years: a) Sports Stadium Eden Prague, LC35/38 D 1,8 XF4 XC4 V5, volume weight 1 730 kg/m3, compressive strength 47 MPa, static elasticity modulus 25 GPa, dynamic elasticity modulus 30 GPa, b) Multi-functional stadium Karlovy Vary, LC25/28 D 1,6 XF4 XC4 V5, volume weight 1 550 kg/m3, compressive strength 34 MPa, static elasticity modulus 22 GPa

6a

Obr. 7 Plnostěnný trámový otevřený most, R6 Sokolov-Tisová, LC35/38 D 2,0 XF2, objemová hmotnost 1 850 kg/m3, pevnost v tlaku (3 dny) 41 MPa, pevnost v tlaku 46 MPa, statický modul pružnosti (3 dny) 21 GPa, statický modul pružnosti (7 dní) 22,5 GPa, statický modul pružnosti 24 GPa ❚ Fig. 7 Plate girder form beamed open bridge, R6 Sokolov-Tisová, LC35/38 D 2,0 XF2, volume weight 1 850 kg/m3, compressive strength (3 days) 41 MPa, compressive strength 46 MPa, static elasticity modulus (3 days) 21 GPa, static elasticity modulus (7 days) 22,5 GPa, static elasticity modulus 24 GPa

6b

52


❚

4/2010


ho kameniva s cementovým tmelem. Důležitým aspektem je také samotné ošetřování betonu. Pokud se lehký beton řádně ošetřuje, dochází k navýšení modulu pružnosti až o 15 %. U závislosti statického modulu na objemové hmotnosti (obr. 2) jsou patrné největší rozptyly v okolí objemové třídy D 1,6 a D 1,8. Jedná se o třídy, kde se nejvíce objevuje různý poměr objemu přírodního a lehkého kameniva. Odhad vlivu poměru lehkého a přírodního kameniva na hodnotu modulu pružnosti získaný na základě zkušeností je uveden v tabulce 4. V tabulce 3 jsou uvedeny hodnoty modulu pružnosti dle ČSN EN 1992-1-1 v porovnání s reálnými hodnotami na příkladu nejčastěji používané třídy lehkého konstrukčního betonu LC35/38 D 1,8. Na obr. 6 jsou uvedeny dvě zajímavé aplikace lehkého betonu z posledních dvou až tří let s výsledky statického modulu použitého lehkého konstrukčního betonu s kamenivem Liapor.


Poslední zajímavou aplikací, která v současné době probíhá, je výstavba plnostěnného trámového otevřeného mostu o sedmi polích, jehož členěné pilíře a masivní opěry jsou hlubinně založené (obr. 7). Jedná se o ve střední Evropě ojedinělý projekt, neboť mosty z konstrukčního lehkého betonu byly a jsou převážně budovány v severských zemích (např. Grenland Bridge, Nordhordland Bridge a Eidsvoll Bridge v Norsku atd.). Nosná konstrukce budovaného mostu je navržena jako spojitý nosník o sedmi polích. V příčném směru se jedná o dvoutrámový monolitický most z dodatečně předpjatého betonu LC35/38 XF2. Z hlediska nosné konstrukce platí obecný požadavek ČSN 73 6207 na předpínání po dosažení 80% pevnosti dané třídy, tj. 34 MPa kontrolní krychelné pevnosti, což beton LC35/38 XF3 bez problémů po třech dnech splní (hodnoty uvedeny v obr. 7). Délka přemostění je 278,5 m,

7a

Literatura: [1] Misák P., Vymazal T.: Modul pružnosti vs. pevnost v tlaku, Beton TKS 2/2009. p. 58-59 [2] Unčík S., Ševčík P.: Modul pružnosti betónu. Edice betón racio. ISBN 97880-969182-3-2 [3] ČSN EN 206-1/Z3 Beton – Část 1: Specifikace, vlastnosti, výroba a shoda [4] ČSN EN 1992-1-1 Eurokód 2: Navrhování betonových konstrukcí – Část 1-1: Obecná pravidla pro pozemní stavby [5] The economic potential of lightweight aggregate concrete in.c.i.p. concrete bridges, EuroLightCon, document BE96-3942/R22. EU 2000 [6] Komanec J., Němec P.: Technická zpráva R6 Sokolov-Tisová SO 201 – most přes silnici III/2124 a potok Tisová v km 0,406 část 300 – Nosná konstrukce. Pontex, s. r. o.

délka mostu 296,3 m, délka nosné konstrukce 281,5 m a rozpětí jednotlivých polí je 35 + 5 x 42 + 35 m a výška mostu je 8,066 m. HIP Projekt Dodavatel stavby Realizace

Ing. Petr Hradil, SUDOP Praha, a. s. Ing. Jan Komanec, Pontex, s. r. o. SMP CZ, a. s., Ing. Petr Popsimov říjen 2008 až říjen 2011

Z ÁV Ě R

Vzhledem k uvedeným výsledkům lze konstatovat, že není relevantní využívat pevnost v tlaku pro odhad modulu pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor. Odhad na základě objemové hmotnosti je přesnější, ale přesto těsnost korelace dosavadních výsledků není vysoká. Hodnoty modulů pružnosti stanovené na základě normy ČSN EN 1992-1-1 se mohou od reálných hodnot velmi lišit. Z těchto důvodů se vždy při zahájení důležité stavby (monolitické konstrukce, prefabrikovaných dílců) stanovuje na začátku statický modul pružnosti dané receptury lehkého konstrukčního betonu dle ČSN ISO 6784. Takto se v poslední době postupovalo u všech významných staveb.

7b

Příspěvek byl zpracován za podpory projektu MPO FI-IM5/016 „Vývoj lehkých vysokohodnotných betonů pro monolitické konstrukce a prefabrikované dílce“.

Ing. Michala Hubertová, Ph.D. [email protected] [email protected] mob.: 777 740 014

4/2010

❚


53



STUDIUM FYZIKÁLNĚ-MECHANICKÝCH PARAMETRŮ LEHKÝCH VYSOKOPEVNOSTNÍCH BETONŮ S PÓROVITÝM KAMENIVEM NA BÁZI SPÉKANÝCH POPÍLKŮ ❚ STUDY OF THE PHYSICALLY-MECHANICAL PARAMETERS OF LIGHTWEIGHT HIGH-STRENGTH CONCRETE WITH SINTERED FLY ASH BASED POROUS AGGREGATE Tomáš Melichar, David Procházka, Vít Černý Současné tendence v oblasti produkce stavebních hmot i dílců směřují ke zvýšení kvality a snižování zátěže životního prostředí. Ani beton není v tomto ohledu výjimkou, naopak. S uvážením značného podílu spotřeby vyrobených stavebních materiálů v ekonomicky vyspělých zemích, zaujímá produkce betonu pro stavební konstrukce dominantní pozici. Kombinace současného trendu environmentální politiky a kvalitativních požadavků na konstrukční betony skýtá prostor pro hledání a zkoumání nových alternativ. Jednou z možností, jak zohlednit environmentální aspekty, je modifikace složení vysokopevnostních betonů při zachování jejich vysoce užitných parametrů substitucí klasického kameniva umělým na bázi spékaných popílků, čímž by také došlo k výraznému poklesu hmotnosti celé konstrukce, což souvisí s dalšími významnými problémy. Cílem prezentovaného výzkumu byl především návrh receptury lehkého vysokopevnostního betonu. Snížení objemové hmotnosti bylo dosaženo nahrazením veškerého kameniva frakce 8-16 mm a parciální substitucí kameniva frakce 4-8 mm. V rámci studia fyzikálně-mechanických parametrů byly v první fázi stanoveny základní vlastnosti (vývoj pevnostních parametrů v čase, parametry charakterizující elasticitu betonu apod.) dle normativních dokumentů souvisejících s problematikou. ❚ The article deals with study of basic parameters of lightweight high-strength concrete, in which aggregate was almost fully replaced with raw material from alternative sources. Specifically, aggregate based on sintered fly ash was used. Reduction in density was achieved by the total amount substitution of the aggregate fractions of 8-16 mm and the partial substitution of the aggregate 4-8 mm fraction. Within the scope of the physical-mechanical parameters study in the first phase were set basic properties (strength development characteristics over time, elastic parameters, etc.) according to the normative documents related to the field.

VYSOKOPEVNOSTNÍ BETONY

Vysokopevnostní beton (též označovaný HSC) je dle ČSN EN 206-1 definován jako „beton, který má pevnostní třídu v tlaku větší než C50/60 pro obyčejný a těžký beton a LC50/55 pro lehký beton“. (Nejnižší třída HSC je tedy C55/67 respektive LC55/60.) Tento druh betonu náleží mezi tzv. vysokohodnotné betony (HPC), což jsou betony, které se oproti obyčejným betonům vyznačují jednou nebo více nadprůměrnými vlastnostmi. Mezi vysokohodnotné betony dnes řadíme betony vysokopevnostní, ultravysokých pevností, samozhutnitelné, vláknobetony, provzdušněné vysokohodnotné betony, lehké vysokohodnotné betony aj. Počátky použití vysokopevnostních betonů sahají do 60. let minulého století, kdy byly testovány možnosti navýšení pevností u betonů pro stavbu výškových budov. Tyto betony se od stávajících betonů lišily tím, že kamenivo a pojivo pro jejich výrobu bylo pečlivě vybíráno. Cementy té doby měly nižší kvalitu než dnes a byly mlety na hrubší zrno. Snahou technologů tehdy bylo vytvořit co nejefektivnější křivku zrnitosti pro použité kamenivo. Důraz byl kladen na technologickou kázeň při betonáži. První používané plastifikáto54

ry byly nepříliš účinné lignosulfonany, navíc se lišily kvalitou, což vedlo k velkým rozptylům vlastností při aplikaci. Použití prvních plastifikátorů ukázalo, že je možné snížit vodní součinitel bez významnějšího omezení zpracovatelnosti betonu, při současném navýšení jeho pevností. Vysokopevnostní betony na počátku 70. let vykazovaly pevnosti na hranici 60 MPa, konzistence betonů se pohybovala do 100 mm sednutí kužele. Se snahou zvýšit nízkou tekutost směsí se na konci 60. let objevily první superplastifikátory. S jejich použitím se přišlo na to, že betony s velmi nízkým vodním součinitelem získávají další zajímavé vlastnosti, např. vysokou tekutost, vysoký modul pružnosti, vyšší ohybovou pevnost, nižší permeabilitu, zlepšenou odolnost proti obrusu a hlavně lepší trvanlivost [1]. Lehký beton je dle ČSN EN 206-1 definován jako beton, který má po vysušení v sušárně objemovou hmotnost mezi -3 800 a 2 000 kg.m a je vyráběn zcela nebo jen z části z pórovitého kameniva. Lehký vysokopevnostní beton (LWHSC) lze zařadit již mezi speciální, v současnosti však ne neobvyklý, typ vysokopevnostního betonu. Nízké objemové -3 hmotnosti (pod 2 000 kg·m ) je zde dosaženo použitím lehkého pórovitého kameniva. Při srovnání parametrů hutného a pórovitého kameniva je zřejmé, že pórovité kamenivo nedosahuje takových pevnostních charakteristik jako klasické hutné kamenivo. Rovněž je nutné uvážit pórovitost z hlediska absorpce vody v čerstvém betonu. Tyto na první pohled horší vlastnosti oproti klasickému kamenivu mohou být vyváženy významným snížením objemové hmotnosti za současného dosažení uspokojivých pevností. Uvědomíme-li si, že objemová hmotnost se v případě vysokopevnostních betonů s hutným kamenivem pohybuje v roz-3 mezí cca 2 300 až 2 450 kg.m , kdežto u HSC s lehkým -3 kamenivem je to nejčastěji 1 800 až 2 000 kg.m , je patrná významná skutečnost – dochází k poklesu hmotnosti konstrukce o cca 13 až 27 %. Dosažený výrazný hmotnostní úbytek se následně promítne v otázce ekonomické, návrhu samotné konstrukce (zmenšení průřezu nosných prvků) atd. Problematikou lehkých vysokopevnostních betonů se zabývali četní autoři. Experimentálně bylo prokázáno, že lze vyrobit LWHSC o pevnostech vyšších než 60 MPa. Zhang a Gjørv (1990) dosáhli u betonu o objemové hmotnosti čer-3 stvé směsi 1 865 kg.m pevnosti v tlaku o něco vyšší než 100 MPa stanovené na krychlích o hraně 100 mm. Nielsen s Aïtcinem (1992) dosáhli po 91 dnech pevnosti 97,7 MPa -3 u betonu objemové hmotnosti čerstvé směsi 2 085 kg.m . Berra a Ferrara (1990) dosáhli pevnosti 60 MPa naměřené na krychlích o hraně 150 mm o objemové hmotnosti -3 1 700 kg.m , při využití písku o nízké objemové hmotnosti. Všichni autoři se ve svých závěrech shodují, že tyto působivé výsledky mohou být dosaženy pouze s vhodným typem pórovitého kameniva.


❚

4/2010



1

Vedle pevnostních a elastických parametrů je podstatným kritériem absorpční charakteristika užitého pórovitého kameniva. V některých případech může být užití příliš nasákavého kameniva problematické z hlediska zpracovatelnosti směsi, přestože ostatní kvalitativní ukazatele (např. pevnost a objemová hmotnost) lehkého betonu jsou v požadovaných hodnotách. Proměnná nasákavost u různých dávek pórovitého kameniva má pak negativní vliv na dodržení betonu garantovaných parametrů. Názory na aplikaci pórovitého kameniva v kombinaci s vodou do čerstvého betonu se různí. Převážná většina autorů preferuje předvlhčení kameniva před jeho použitím ponořením do vody. Kamenivo již neabsorbuje ze směsi další vodu, přičemž absorbovaná voda může být považována za zdroj vody pro další hydrataci v betonech s velmi nízkým vodním součinitelem, což podstatně sníží autogenní smrštění – jev označovaný jako samoošetřování betonu [1]. Praktická použitelnost lehkého vysokopevnostního betonu již byla prokázána na řadě stavebních děl. Za všechny zmiňme např. projekty Sandhornøyského a Støvsetského mostu v Norsku. Při výstavbě krajních polí Sandhornøyského mostu (obr. 1, tab. 1, dokončený roku 1989) byl použit lehký vysokopevnostní beton o objemové hmotnosti 1 850 až -3 1 900 kg.m a pevnosti v tlaku cca 56 MPa při sednutí kužele 200 mm. Obr. 1 Sandhornøyský most [17] Fig. 1 Sandhornøya bridge [17]

❚

Složka Cement [kg.m-3] -3 Křemičitý úlet [kg.m ] -3 Písek [kg.m ] -3 Lehké kamenivo 4 – 8 mm [kg.m ] Lehké kamenivo 8 – 16 mm [kg.m-3] -3 Voda [l.m ] Voda z přísad [l.m-3]

Množství 400 25 575 250 400 144 28

POPÍLKOVÝ AGLOPORIT

Popílkový agloporit je v současnosti definován jako druh pórovitého kameniva vyráběného slinováním krátkodobým samovýpalem na aglomeračních roštech. V České republice se jako suroviny pro výrobu tohoto kameniva používaly popílky především z energetického průmyslu. Nejvýhodnější suroviny pro aglomeraci obsahují jisté množství spalitelných látek, tzn. že po zapálení na roštu jsou při prosávání vzduchu schopny samy podporovat exotermickou reakci a napomáhat samovýpalu samotné surovinové vsázky. Nejsou-li spalitelné části suroviny zastoupeny v dostatečné míře, je zapotřebí do vsázky uměle přidávat palivovou slož-

❚

Obr. 2 Schéma klasického aglomeračního roštu (1 – pohyblivý článkový rošt, 2 – násypka roštoviny, 3 – násypka syrové vsázky, 4 – plynová zapalovací hlava, 5 – přívod plynu a přídavného vzduchu, 6 – pevné bočnice, 7 – odtahové komory, 8 – vyklápění spečenců, 9 – kapotovaný drtič spečenců, 10 – nasávání spalovacího vzduchu, 11 – odtah spalin, 12 – odprášení drtiče) ❚ Fig. 2 Scheme of classical sinter grate (1 – moving grid fin, 2 – waste agloporit hopper, 3 – raw batch hopper, 4 – gas ignition, 5 – intake of gas and additional air, 6 – solid sides, 7 – air extraction, 8 – sinter fork out, 9 – sinter crusher, 10 – intake air for combustion, 11 – flue gas, 12 – dedusting crushers)

4/2010

Tab. 1 Složení lehkého vysokopevnostního betonu použitého na mostu Sandhornøya [18] ❚ Tab. 1 Mixture proportions for LWHSC used on Sandhornøya bridge [18]

2


55



ku. Za minimální obsah spalitelných látek v surovině před výpalem se považuje 5 %, naopak za maximální 12,5 % a optimální hodnota je udávána kolem 9 %. Nedostatečné množství paliva ve vsázce se následně u agloporitu projevuje nedostatečným slinutím s nadbytečným obsahem nejjemnějších podílů. Je-li spalitelných látek ve vsázce příliš mnoho, nastává po výpalu nadměrné slinutí agloporitu a dochází ke spojování jednotlivých zrn v tzv. spečence, což bývá spojeno s poklesem výkonu na roštu. Optimální obsah paliva ve výchozích surovinách a jeho rovnoměrné rozmístění je společně se zajištěním prodyšnosti vsázky hlavním problémem výroby jakostního agloporitu. KLASICKÝ ZPŮSOB VÝROBY NA AGLOMERAČNÍM ROŠTU

Nejběžnějším a zároveň nejčastějším způsobem vypalování agloporitu je spékání na aglomeračních roštech. Aglomerační rošty jsou pohyblivé pásy o šířce kolem 1 m a délce okolo 20 m, na kterých surovinové a předsušené sbalky prohořívají po zapálení seshora směrem dolů. Dochází tak k jejich spékání a to díky palivu (spalitelným látkám), které jsou v nich obsaženy. Vzduch, který je při tomto procesu zapotřebí, se v oblasti slinování musí neustále pomocí exhaustorů prosávat přes vrstvu sbalků a to odshora dolů (obr. 2). Na začátku pásu je umístěn zásobník pro násyp tenké vrstvy žáruvzdorného materiálu, tzv. roštoviny, pro ochranu ocelových roštnic před přímými účinky žárového pásma. Dále je umístěna násypka pro zgranulovaná syrová zrna, která umožní ukládání syrové vsázky ve zvolených vrstvách. Za násypkou syrové vsázky je plynová zapalovací hlava opatřená samostatným přívodem zemního plynu, spalovacího vzduchu, směšovačem a dalším příslušenstvím plynového hospodářství. Teplota plamene dosahuje 1 200 až 1 300 °C. Pod roštem je v místě zapalovací hlavy umístěna první odsávací komora s mírným podtlakem cca 10 až 13 kPa pro usnadnění dokonalého zapálení vrchní vrstvy vsázky. Po celé zbývající délce roštu jsou umístěny další odsávací komory se samostatně regulovatelným podtlakem, který činí cca 60 kPa, čímž se ke sbalkům přivádí vzduch v dostatečném přebytku. Žárové pásmo ve spékající se vrstvě sbalků se tím postupně přemísťuje do nižších vrstev, až se na konci roštu dosáhne maximální teploty, která se pohybuje 1 100 až 1 250 °C. V tomto místě slinovací proces končí. Prosáváním vzduchu vrstvou spékajících se sbalků se dosahuje předehřívání sbalků nacházejících se ještě pod slinující se vrstvou, ale také ochlazování již propálených sbalků v horních vrstvách. Poslední odsávací komora slinovacího roštu slouží k odsávání obyčejně již jen chladícího vzduchu. VLASTNOSTI POPÍLKOVÉHO AGLOPORITU

Vlastnosti samotného popílkového kameniva bývají vzhledem k mnoha způsobům jejich počáteční úpravy a závěrečného drcení spečence značně rozličné. Asi největší vliv má právě drcení spečenců, které může vést na jedné straně ke granáliím s téměř uzavřeným povrchem, avšak na druhé straně častěji ke kamenivu svým vzhledem podobnému škváře, jakož i k přechodným typům mezi těmito extrémy. Zrna s otevřenými póry na svém povrchu jsou méně příznivá pro zvyšování spotřeby cementu, a s tím spojené i zásadní změny vlastností betonu. Pórovitost zrn agloporitu bývá zpravidla kolem 50 %, mezerovitost podle použitého způsobu drcení a třídění 50 až 60 %. Objemová hmotnost u agloporitového písku se po56

Tab. 2 Tab. 2

Agloporit z popílku elektrárny Dětmarovice (EDĚ) Aggloporite from Dětmarovice power plant (EDĚ)

Základní vlastnosti Měrná hmotnost [kg.m-3] Sypná hmotnost – volně sypaný [kg.m-3] – setřesený [kg.m-3] -3 Objemová hmotnost zrn [kg.m ] Mezerovitost – volně sypaného [% hm.] – setřeseného [% hm.] Nasákavost po 24 hod. [% hm.] Pórovitost – zdánlivá [% hm.] – skutečná [% hm.] Odolnost proti drcení – vysušeného [MPa] – nasáklého [MPa]

❚

Frakce 4 – 8 mm 2 390

Frakce 8 – 16 mm 2 380

715 780 1 410

685 760 1 430

48,7 42,3 23,4

52,3 47,1 21,8

34,6 40,2

31,3 39,8

3,62 3,43

3,35 3,16

-3 hybuje v rozmezí 600 až 1 050 kg.m , u štěrkových frak-3 cí 400 až 700 kg.m , u netříděného jen podrceného aglo-3 poritu potom 800 až 1 350 kg.m . Nasákavost bývá také velmi rozdílná, zpravidla 8 až 30 % hmotnostních. Součinitel tepelné vodivosti volně sypaného agloporitu je 0,12 až -1 -1 0,16 W.m .K . Pevnost ve válci u jakostnějších druhů aglo-2 poritu činí 2 až 8 N.mm .

VYUŽITÍ AGLOPORITU

Použití agloporitu v ČR je zaměřeno převážně na lehké konstrukční betony. Tyto betony odpovídají svou plnou strukturou struktuře betonu s přírodním kamenivem. Zpravidla obsahují přírodní písek jako jemný podíl směsi kameniva, hrubší a hrubé podíly směsi kameniva tvoří pak zrna agloporitu. Částečné použití jemného agloporitu 0–4 mm (asi 10 % objemu kameniva) přispívá ke zvýšení pevnosti a ke snížení objemové hmotnosti betonu. Agloporitové kamenivo je totiž reaktivní na svém povrchu s hydratačními produkty cementu. Lehké konstrukční betony, ve kterých nebylo použito přírodního písku a jako jemných podílů směsi se použilo výhradně agloporitu 0–4 mm s převážným obsahem zrn do 1 mm, mají nižší pevnosti a vykazují vyšší hodnoty smršťování a dotvarování než lehké konstrukční betony s přírodním pískem. Dále lze toto kamenivo využívat pro různé zásypy. V L A S T N O S T I P O U Ž I T É H O U M Ě L É H O K A M E N I VA

Pro výrobu umělého spékaného kameniva samovýpalem byl vybrán kvalitní černouhelný popílek z elektrárny Dětmarovice. Kamenivo bylo použito pro výrobu LWHSC. Zkušební výpaly probíhaly vždy ve stejných podmínkách v laboratorní pecní soustavě, při konstantní výšce vsázky 400 mm, optimálním obsahu spalitelných látek ve vsázce 8 % hmotnostních a při stejné době zapalování 5 min. Vyrobené kamenivo bylo následně drceno, homogenizováno a tříděno do základních frakcí 0–4, 4–8 a 8–16 mm. V tab. 2 jsou uvedeny základní vlastnosti frakcí kameniva použitého pro uvažované experimenty. Pro stanovení těchto vlastností bylo využito harmonizované evropské normy ČSN EN 13055-1 (721505) – „Pórovité kamenivo – Část 1: Pórovité kamenivo do betonu, malty a injektážní malty“. Z tabulkového přehledu je patrné, že daný popílkový agloporit nedosahuje kvalit konkurenčního keramzitového kameniva. Energetická a ekonomická náročnost technologie výroby, využívající principu samovýpalu, je však nesrovnatel-


❚

4/2010



Tab. 3 Receptury lehkého vysokopevnostního betonu s agloporitem na bázi spékaného popílku elektrárny Dětmarovice (EDĚ) ❚ Tab. 3 Light weight high-strength concrete with sintered fly ash Dětmarovice (EDĚ) based aggloporite – design of batches

ně nižší. V případě keramzitového kameniva je jako základní suroviny použit kvalitní jíl, který je následně ve formě sbalků vypalován v rotační peci při vysoké spotřebě tepelné energie. Při výrobě popílkového agloporitu samovýpalem je využito vedlejšího energetického produktu, sbalky jsou zapalovány minimálním množstvím plynu a následně vypalovány s využitím vlastního obsahu spalitelných látek. Z hlediska vlivu popílkového kameniva na životní prostředí je nutné řešit částečně zvýšenou vyluhovatelnost těžkých kovů. Po zabudování do cementové matrice dojde k dostatečnému vyvázání škodlivin a vodný výluh vzorku betonu bez problémů vyhoví 1. třídě vyluhovatelnosti dle přílohy č. 2 vyhlášky Ministerstva životního prostředí č. 294/2005 Sb. Pro vybrané způsoby využití může být popílkový agloporit plnohodnotným konkurentem keramzitového kameniva. E X P E R I M E N TÁ L N Í Č Á S T

Primárním záměrem popsaného výzkumu byl návrh receptury lehkého vysokopevnostního betonu s využitím pórovitého kameniva vyráběného samovýpalem z Dětmarovického popílku a ověření základních fyzikálně-mechanických parametrů vyrobeného betonu. Na základě získaných informací a jistých zkušeností autorů bylo navrženo několik receptur modifikovaného složení (tab. 3), u nichž byla provedena v celé míře substituce kameniva frakce 8–16 mm a parciální substituce kameniva frakce 4–8 mm. Dávky pro lehké kamenivo jsou -3 uvedeny v kg.m (pro srovnání s obyčejnými betony) a také v litrech (běžně se provádí objemové dávkování).

LWHSCAG4

Obr. 3 Použité pórovité kamenivo – agloporit frakce 8–16 mm ❚ Fig 3 Used porous agreggate – aggloporite of 8 – 16 mm fraction

LWHSCAG3

3

Cement CEM I 42,5 R [kg.m-3] -3 0 – 4 mm Žabčice [kg.m ] 4 – 8 mm Olbramovice [kg.m-3] Agloporit 4 – 8 mm [kg.m-3]/[l] -3 Agloporit 8 – 16 mm [kg.m ]/[l] -3 Mikrosilika [kg.m ] Mikromletý vápenec [kg.m-3] Superplastifikátor [% hm.] -3 Voda [l.m ] w [-]

LWHSCAG2

Specifikace složky

LWHSCAG1

Receptura – dávka jednotlivých složek

450 680 140 150/167 490/576 – 23 4 138 0,31

450 680 140 150/167 490/576 – 45 6 132 0,30

450 680 140 150/167 490/576 23 – 8,3 118 0,28

450 680 140 150/167 490/576 45 – 7,0 127 0,29

Pro ověření vhodnosti navržených receptur byla vyrobena tři normová zkušební tělesa pro stanovení pevnosti v tlaku a objemové hmotnosti po 28 dnech zrání, tj. krychle o hraně 150 mm. Před přípravou zkušebních těles (tj. cca 48 h) bylo kamenivo ponecháno ve vodě. Cca 30 min před zahájením míchání bylo umístěno na perforovanou podložku, aby došlo k úniku přebytečné (volné) vody. Na základě výsledků experimentů byla jako optimální vybrána receptura LWHSC-AG3. Po 28 dnech zrání bylo dosaženo průměrné pevnosti v tlaku 64,6 MPa. Receptury LWHSC-AG1 a LWHSC-AG2 vykazovaly hodnoty pevnosti v tlaku nižší než 56 MPa. Receptura LWHSC-AG4 se vyznačovala nejvyšší pevností v tlaku, cca 67 MPa. Při srovnání dosažených parametrů betonu vyrobeného z receptur LWHSC-AG3 a LWHSC-AG4 a samotné kompozice receptur je zřejmé, že vysoká dávka mikrosiliky v receptuře LWHSC-AG4 je pro běžnou praxi ekonomicky méně efektivní. Na základě experimentálně podloženého výběru optimální receptury, tj. LWHSC-AG3 byla vyrobena zkušební tělesa pro následující stanovení a zkoušky: • destruktivní stanovení pevnosti v tlaku, • závislost pevnosti v tlaku na čase do stáří 28 dní, • destruktivní stanovení pevnosti v tahu za ohybu po 28 dnech zrání betonu, • stanovení statických a dynamických modulů pružnosti v tlaku, • závislost statických a dynamických modulů pružnosti v tlaku na čase do stáří 28 dní.

005 5

=5 knxurydÐáÊÏÓÓÓudkdÏ whoÜÝĂÍËÓËËÍÌÊÏÊÓÐ id{ÝĂÍËÓËËÍÌÊÌËÊË lqirÿqhndsÜfrp

zzzÜqhndsÜfrp 4/2010

❚


57


M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y 100

70

95

65

90 60

85 fc,t /fc,28[%]

fc [MPa]

55 50 45

80 75 70 65

40

60 35

55 50

30 0

7

14 t [dny]

4

21

2 3 7 28

Pevnost v tahu ohybem fcf,t [MPa]

Pevnost v tlaku fc,t [MPa] 41,3 47,6 54,1 64,6

– – – 6,2

Statický modul pružnosti v tlaku Ec,t [GPa] 20,5 21,0 24,3 25,6

Dynamický modul pružnosti v tlaku Ebu,t [GPa] 33,8 33,4 38,1 38,2

Objemová hmotnost Dt [kg.m-3] 1 940 1 960 1 960 1 980

Na čerstvém betonu byla stanovena konzistence sednutím a rozlitím. Hodnota sednutí kužele byla naměřena 200 mm, tedy třída S4, rozlití činilo 480 mm, tedy třída F3, což lze z hlediska praktického využití hodnotit jako běžný transportbeton. Ve stavebnictví se běžně používá transportbeton třídy konzistence S3, avšak někteří výrobci a projektanti v poslední době upřednostňují třídu S4. Z hlediska zpracovatelnosti pro běžnou praxi je tedy receptura LWHSC-AG3 použitelná. V tab. 4 je uveden přehled průměrů dosažených hodnot s výjimkou naměřených rychlostí ultrazvukovou impulzní metodou (pro stanovení dynamických modulů pružnosti).

14 t [dny]

Obr. 4 Vývoj pevnosti v tlaku v čase development in time

❚

21

28

Fig. 4 Compressive strength,

Obr. 5 Vývoj poměrové pevnosti v tlaku v čase compressive strength, development in time

❚

Fig. 5

Ratio

Obr. 6 Vývoj statického modulu pružnosti v tlaku v čase ❚ Fig. 6 Static modulus of elasticity in compression, development in time Obr. 7 Vývoj poměrového statického modulu pružnosti v tlaku v čase ❚ Fig. 7 Ratio static modulus of elasticity in compression, development in time Obr. 8 Vývoj dynamického modulu pružnosti v tlaku v čase ❚ Fig. 8 Dynamic modulus of elasticity in compression, development in time Obr. 9 Vývoj poměrového dynamického modulu pružnosti v tlaku v čase ❚ Fig. 9 Ratio dynamic modulus of elasticity in compression, development in time

Při navrhování betonových resp. železobetonových konstrukcí jsou z hlediska materiálu kladeny požadavky zejména na pevnostní a pružnostní parametry betonu a s uvážením prostředí, v němž má konstrukce fungovat, na odolnost proti působení agresivních vlivů. Protože časový horizont se projevuje v rámci finanční otázky každé výstavby, je podstatné znát vývoj pevností betonu, aby bylo docíleno co možná nejvyššího resp. nejefektivnějšího zkrácení prodlevy mezi jednotlivými etapami zhotovení stavebního díla. Z tohoto důvodu byla měřena pevnost betonu v tlaku v časových intervalech po 2, 3, 7 a 28 dnech zrání betonu (obr. 4). Z gra-

27

105,0

26

100,0

25

95,0 Ec,t /Ec,28 [GPa]

Ec,t [GPa]

7

5

Tab. 4 Parametry vysokopevnostního betonu receptury LWHSC-AG3 ❚ Tab. 4 Parameters of high-strength concrete of LWHSC-AG3 batch

Stáří t [dny]

0

28

24 23 22

90,0 85,0 80,0

21

75,0

20

70,0

19 0

7

6

14 t [dny]

21

28

0

7

14 t [dny]

21

28

0

7

14 t [dny]

21

28

7

41

103,0

40 98,0

39 Ebu,t /Ebu,28 [GPa]

Ebu,t [GPa]

38 37 36 35

93,0

88,0

34 83,0

33 32

78,0

31 0

8

58

7

14 t [dny]

21

28

9


❚

4/2010

fu je patrný vývoj pevnosti v tlaku do stáří 28 dní. Závislost nejlépe vystihuje logaritmická funkce ve vztahu (1), přičemž koeficient korelace r činí 0,967. fc,t = 8,4822 . ln(t) + 36,916

(1)

Koeficient korelace udává míru závislosti dvou veličin. Pro praxi použitelné odvozené rovnice lze považovat takové, u nichž r ≥ 0,85. Je tedy zřejmé, že logaritmická závislost vystihuje vývoj pevnosti betonu vyrobeného z receptury LWHSC-AG3 nejlépe a je využitelná v praxi. Zajímavá a také podstatná je závislost poměrné pevnosti v tlaku na čase. Ta udává, kolik procent z výsledné pevnosti beton dosahuje při stáří menším než 28 dní. Jako 100% pevnost byla v tomto případě uvažována pevnost v tlaku po 28 dnech. Pomocí regresní analýzy byla vyhodnocována závislost zobrazená v grafu na obr. 5. Pomocí poměrové pevnosti lze odvodit vztahy (2) a (3), z nichž je možné pro danou recepturu stanovit 28denní pevnost v libovolném stáří do 28 dní. Závislost nejlépe vystihuje logaritmická funkce, přičemž koeficient korelace činí 0,967. fc,t / fc,28 = 12,548 . ln(t) + 54,61

(2)

Ze vztahu (2) lze odvodit funkční závislost pro stanovení predikce 28denní pevnosti v tlaku, a to v libovolném stáří do 28 dní zrání betonu. Uvedené závislosti a výpočty platí samozřejmě pouze pro recepturu LWHSC-AG3, při použití uvedených komponent receptury a normového postupu přípravy čerstvého betonu. fc,28 =

fc,t 12, 548 ⋅ ln ( t ) + 54,61

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 E

+ 420 221 412 800 F]HFK#PRWWPDFFRP

(3)

V rámci studia vlastností zkoumaných lehkých vysokopevnostních betonů byl stanoven vývoj statického a dynamického modulu pružnosti v tlaku do stáří 28 dní. Tyto materiálové charakteristiky jsou podstatné pro návrh betonových konstrukcí z hlediska mezních stavů. Závislost statického modulu pružnosti v tlaku na čase vystihuje logaritmická funkce, přičemž koeficient korelace činí 0,920. Ec,t = 2,0411 . ln(t) + 19,234

(4)

Za účelem odvození predikčního vztahu byly stanoveny závislosti poměrového statického modulu pružnosti v tlaku na čase. Závislost vystihuje logaritmická funkce, přičemž koeficient korelace činí 0,920. Ec,t / Ec,28 = 7,7023 . ln(t) + 72,581

(5)

Z rovnice (5) lze odvodit funkční závislost pro stanovení predikce 28denních statických modulů pružnosti v tlaku, a to v libovolném stáří do 28 dní zrání betonu. Uvedené závislosti a výpočty platí pouze pro recepturu LWHSC-AG3, při použití uvedených komponent receptury a normového postupu přípravy čerstvého betonu. E c,28 =

E c,t 7, 7023 ⋅ ln ( t ) + 72,581

(6)

Dále byl stanoven vývoj dynamického modulu pružnosti v tlaku obdobnou metodou jako v případě předchozích charakteristik. Závislost nejlépe vystihuje logaritmická funkce, přičemž koeficient korelace činí 0,807. Ebu,t = 1,9578 . ln(t) + 32,431 4/2010

(7)

www.mottmac.cz

59



Vývoj poměrového dynamického modulu pružnosti v tlaku v čase vystihuje logaritmická funkce, přičemž koeficient korelace činí 0,807. Ebu,t / Ebu,28 = 4,9068 . ln(t) + 81,281

(8)

Z rovnice (8) lze odvodit funkční závislost pro stanovení predikce 28denních dynamických modulů pružnosti v tlaku a to v libovolném stáří do 28 dní zrání betonu. Uvedené závislosti a výpočty platí pouze pro recepturu LWHSC-AG3, při použití uvedených komponent receptury a normového postupu přípravy čerstvého betonu. E bu,28 =

E bu,t 4, 9068 ⋅ ln ( t ) + 81,281

(9)

S uvážením poměrně nízkých koeficientů korelace v případě rovnic (7) až (9) je zřejmé, že tyto vztahy je nutno brát s rezervou. Pro praktické využití nejsou použitelné a lze je tedy chápat spíše jako informativní. Z ÁV Ě R

Hlavním cílem výzkumu popsaného v článku byl návrh, výroba a studium fyzikálně-mechanických parametrů lehkého vysokopevnostního betonu s využitím pórovitého kameniva na bázi spékaných popílků. Celkem byly navrženy čtyři receptury, z nichž byla na základě pevnosti v tlaku vybrána jedna optimální. Z této byla následně vyrobena zkušební tělesa (trámce 100 × 100 × 400 mm a krychle o hraně 150 mm) pro studium fyzikálně-mechanických charakteristik v čase, a to v intervalu 2 až 28 dní. Pozornost byla soustředěna na vývoj pevnosti v tlaku a statického a dynamického modulu pružnosti v tlaku. Pro pevnost v tlaku a statický modul pružnosti v tlaku byly odvozeny predikční rovnice, přičemž u dynamického modulu pružnosti v tlaku nebylo dosaženo požadované minimální míry závislosti sledovaných veličin. Po 28 dnech byly dosaženy tyto průměrné parametry: • pevnost v tlaku (na krychlích) – 64,6 MPa, • pevnost v tahu za ohybu (tříbodový ohyb na trámcích) – 6,2 MPa, • statický modul pružnosti v tlaku (na trámcích) – 25,6 GPa, • dynamický modul pružnosti v tlaku (na trámcích) – 38,2 GPa, • objemová hmotnost ztvrdlého betonu (na krychlích) – 1 980 kg.m-3. Při porovnání hodnoty statického modulu pružnosti v tlaku s běžnými betony je zřejmé, že beton vyrobený z receptury LWHSC-AG3 nedosahuje příliš vysokých hodnot. To lze přisuzovat použitému pórovitému kamenivu, jež pravděpodobně z hlediska elastických parametrů nedosahuje odpovídající kvality. Výhodou použití agloporitu na bázi spékaného popílku z elektrárny Dětmarovice je především snížení objemové hmotnosti a s tím související celkové snížení hmotnosti konstrukce cca o 15 %. Dalším pozitivem oproti běžně používanému keramzitu je skutečnost, že agloporit je vyráběn z popílků, tj. vedlejší energetický produkt a navíc samovýpalem (poměrně nenákladný výrobní proces). Zde tedy dochází k úsporám primárních surovin a energetických zdrojů. Pro srovnání – pórovité kamenivo na bázi keramzitu je vyráběno z kvalitních jílů, které jsou následně ve formě sbalků vypalovány v rotační peci při vysoké spotřebě tepelné energie. Závěrem lze konstatovat, že s použitím agloporitu na bázi spékaných popílků, jakožto pórovitého kameniva, je možné vyrobit lehký vysokopevnostní beton, jenž by zajisté nalezl uplatnění ve stavební praxi. Je však nutné ověřit další pod60

Literatura: [1] Aïtcin P.-C.: Vysokohodnotný beton. Z angl. orig. přeložil V. Bílek a kol., 1. české vyd. Praha: ČKAIT, 2005, 320 str., ISBN 80-86769-39-9 [2] Drochytka R.: Lehké stavební látky, 1. vydání. Brno: VUT, 1993, 124 str., ISBN 80-214-0514-7 [3] Kulísek K. Černý V.: Building Materials from Energetic Wastes and Suitable ecological Ways of their Utilization. Sovremennyj Naučnyj věstnik, 2008(29), p. 54 – 65, ISSN 1561-6886 [4] ČSN 73 1317 Stanovení pevnosti betonu v tlaku [5] ČSN 73 1370 Nedestruktivní zkoušení betonu. Společná ustanovení [6] ČSN 73 1371 Ultrazvuková impulzová metóda skúšania betónu [7] ČSN 73 2011 Nedeštruktívne skúšanie betónových konštrukcií [8] ČSN EN 206-1 Beton – Část 1: Specifikace, vlastnosti, výroba a shoda [9] ČSN EN 12350-2 Zkoušení čerstvého betonu – Část 2: Zkouška sednutím [10] ČSN EN 12350-5 Zkoušení čerstvého betonu – Část 5: Zkouška rozlitím [11] ČSN EN 12390-2 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 2: Výroba a ošetřování zkušebních těles pro zkoušky pevnosti [12] ČSN EN 12390-2 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 3: Pevnost v tlaku zkušebních těles [13] ČSN EN 12390-2 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 5: Pevnost v tahu ohybem zkušebních těles [14] ČSN EN 12390-2 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 7: Objemová hmotnost ztvrdlého betonu [15] ČSN EN 13055-1 Pórovité kamenivo – Část 1: Pórovité kamenivo do betonu, malty a injektážní malty [16] ČSN ISO 6784 Beton. Stanovení statického modulu pružnosti v tlaku [17] URL: [18] Holm T. A., Bremmer T. W.: State of the Art Report on HighStrength, High-Durability Structural Low-Density Concrete for Applications in Severe Marine Environments, US Army Corps of Engineers [19] Vyhláška Ministerstva životního prostředí č. 294/2005 Sb., příloha č. 2

statné charakteristiky betonu, které náleží do souboru kritérií použitelnosti a uplatnitelnosti betonu ve stavebních konstrukcích. Následující etapy experimentů budou zaměřeny zejména na trvanlivost (odolnost proti vlivu mrazu, CHRL, příp. CO2 a SO2), z doplňujících zkoušek lze zmínit hloubku průsaku tlakovou vodou, odolnost proti obrusu atd. Příspěvek byl vytvořen v rámci výzkumného záměru MSM 0021630511 „Progresivní stavební materiály s využitím druhotných surovin a jejich vliv na životnost konstrukcí“ a za finanční podpory z prostředků státního rozpočtu prostřednictvím Ministerstva průmyslu a obchodu v rámci projektu FR-TI2/351 „Nové technologie vysokohodnotného pórovitého kameniva z různých druhů popílků“.

Ing. Tomáš Melichar tel.: 541147463, e-mail: [email protected] Ing. David Procházka tel.: 541147463, e-mail: [email protected] Ing. Vít Černý tel.: 541147463, e-mail: [email protected] všichni: Vysoké učení technické v Brně Fakulta stavební, ÚTHD Veveří 95, 602 00 Brno www.fce.vutbr.cz/thd


❚

4/2010



SKÚSENOSTI S REALIZÁCIOU CEMENTOBETÓNOVÝCH VOZOVIEK V MAĎARSKU NA DIAĽNICI M0 ❚ CEMENT CONCRETE PAVEMENT REALISATION EXPERIENCE ON HIGHWAY M0 IN HUNGARY Kornel Prúnyi Výstavba cementobetónového krytu vozovky o celkovej dĺžke 2 × 8,9 km

nicami, so systémom DBI pre ukladanie klzných tŕňov, systémom CTBI pre ukladanie kotiev do pozdĺžnych škár a s možnosťou prestavby na požadované šírky 11, 10,25 a 7,5 m.

na diaľnici M0 v Maďarsku mechanizovaným spôsobom 4pásovým finišérom s posuvným debnením. ❚ Cement concrete pavement realisation in total lenght 2 times 8,9 km on highway M0 in Hungary with four track

Z Á K L A D N É FA K T O RY O V P LY V Ň U J Ú C E RÝ C H L O S Ť V Ý S TAV B Y

slipformpaver.

Cementobetónové kryty (CBK) vozoviek sa vo všeobecnosti delia na jednovrstvové a dvojvrstvové, pričom pri dvojvrstvových CBK môžu, ale nemusia, byť obe vrstvy z rôzneho betónu. Dvojvrstvový CBK sa zhotovuje jednak z ekonomického hľadiska, kde v spodnej vrstve je použitá hrubšia frakcia, ktorá je lacnejšia, a v hornej vrstve jemnejšia frakcia vhodnejšia na vytvorenie požadovanej makrotextúry povrchu, a z technologického hľadiska, kde klzné tŕne a kotvy sa vtláčajú do spodnej vrstvy, ktorá je prekrytá vrchnou vrstvou nenarušenou stopami po zabudovávaní výstuže. Vzhľadom na zmraštiteľnosť betónu pri vytvrdzovaní je nutné rezať do CBK priečne a pozdĺžne škáry, aby sa zamedzilo vzniku neriadených trhlín (obr. 1). V Maďarsku na diaľnici M0 v úseku 59,800 km až 68,700 km od miesta napojenia na diaľnicu M3 bol v rokoch 2007 až 2008 vybudovaný diaľničný úsek s dvojvrstvovým CBK vozovky, okrem mostných objektov, kde povrch vozovky bol z asfaltobetónu. ZÁKLADNÉ ÚDAJE O VOZOVKE • Dĺžka CBK – 2 × 8 km • Šírka CBK – 5 × 11 m, 6 × 10,25 m, 8 × 7,5 m – hlavné

jazdné pruhy, – 2,75 m, 3,5 m, 4 m – dobetonávky. • Vystuženie CBK – klzné tŕne (systém DBI) – Ø 25 mm, dĺžka 500 mm, vzájomná vzdialenosť 250 mm, vzdialenosť od povrchu CBK 130 mm, – kotvy (systém CTBI) – Ø 16 mm, dĺžka 800 mm, vzájomná vzdialenosť 1 000 mm, vzdialenosť od povrchu 170 mm, • Rozmiestnenie škár – priečne škáry – dĺžka dosiek CBK – 5 m, – pozdĺžne škáry (od osi diaľnice) – 3,5 m, 4 m, 3,5 m (pri šírke CBK 11 m), resp. 2,75 m, 4 m, 3,5 m (pri šírke CBK 10,25 m).

Dĺžka trasy Pri priemernej rýchlosti 1m/min finišér uloží cca 1,5 km/24 h (finišér je konštruovaný tak, že môže ísť bez prestávky a mení sa len jeho osádka). Striedanie úsekov Presun finišéra je možný po vlastnej ose. Pri rýchlosti 20 m/min prejde finišér 1 km za necelú hodinu (nepodstatný čas). Ak sa základná zostava finišéra môže pohybovať po vlastnej osi, na rozobraní, dopravu a zostavení sú treba dva žeriavy a štyri návesy. Presun finišéra po vlastnej osi nie je možný (trasa nie je pripravená, resp. nie je prechodná, nie sú mosty apod.). Finišér je potrebné rozobrať (obr. 2). Rozobratie finišéra, preprava, opätovné zostavenie finišéra trvá cca 7 až 10 dní. Ak sa základná zostava finišéra nemôže premiestniť po vlastnej osi kvôli nepriechodnosti trasy, na rozobraní, dopravu a zostavení sú treba dva žeriavy, štyri návesy a trajler. Pri zmene šírky CBK vozovky je nutná prestavba finišéra čo trvá štyri až päť týždňov (vrátane rozobratia a prepravy). Tieto faktory je potrebné mať na zreteli už pri projektovaní a následne pri zostavovaní harmonogramu výstavby a nadväznosti jednotlivých operácií. V projektovej dokumentácii na tejto stavbe bolo požadované, aby na štyroch úsekoch stavanej časti diaľnice o celkovej dĺžke 3 930 m bol opačný sklon „koruna“ prípojných, resp. odbočovacích pruhov voči hlavným (priebežným) jazdným pruhom (obr. 3) (podľa nových EN nie je to už prípustné). To skomplikovalo situáciu potrebou prestavať finišér na ďalšiu šírku – z 11 m na 10,25 a 7,5 m, čím vznikla požiadavka Obr. 1 Konštrukcia CBK pavement

❚

Fig. 1

Construction cement concrete

1

Konštrukcia vozovky • CBK hrúbky 260 mm (180 mm + 80 mm) z cementobetó-

nu CP 4/2,7 – 32/S1, XF4, • asfaltový separačný postrek, • stabilizácia CKt-4 – 200 mm, • mechanicky spevnené kamenivo (MSK) – 150 mm, • ochranná vrstva – 350 mm.

S T R O J N É V Y B AV E N I E

Dvojvrstvový CBK na hlavných jazdných pruhoch vozovky sa ukladal finišérmi Wirtgen SP 1600 s posuvnými (klznými) boč4/2010

❚


61



2

Technologická zostava finišéra • Spodná vrstva - rozhrňovač – rozdeľovač betónovej zmesi 15 , - dávkovací trám 16 , - elektrické ponorné vibrátory 17 , - predný tvarovací trám 18 , - zariadenie „DBI“ a „CTBI“ na vtláčanie klzných tŕňov a kotiev do škár 08 , • Vrchná vrstva - násypný kôš, dopravník a násypka pre betón 02 , 09 , 10 , - predný hladiaci trám 19 , - rozhrňovací šnek 20 , - dávkovací trám pre hornú vrstvu 21 , - zadný tvarovací trám 22 , - priečne kmitajúci zrovnávací trám 23 , - prídavná priečne a pozdĺžne super hladiaca doska 11 .

Prepravná zostava finišéra • „Predný“ finišér – základná zostava finišéra na vlastnom podvozku (pre spodnú vrstvu bez DBI a CTBI) – pásový podvozok 14 , s hydraulicky 03 ovládanou výklopnou nohou 04 + hlavný korpus 06 s príslušenstvom 05 , 07 , 15 , 16 , 17 , 18 – pri šírke 10,25 m má hmotnosť cca 70 t. • Systém DBI a CTBI 08 , – má hmotnosť cca 15 t • Strojné vybavenie pre vrchnú vrstvu – predný hladiaci trám 19 , rozhrňovací šnek 20 , dávkovací trám pre hornú vrstvu 21 , zadný tvarovací trám 22 , priečne kmitajúci zrovnávací trám pre vrchnú vrstvu 23 , – majú hmotnosť cca 26 t, • Ostatné nosníky pre zostavu finišéra – hmotnosť cca 5,5 t • Pomocné diely – hmotnosť cca 10 t Spolu: cca 125 t – na prepravu je potrebný jeden trajler a štyri návesy.

4

3 Obr. 2 Zostava finišéra SP 1600 pre pokládku dvojvrstvového CBK ❚ Fig. 2 Slipformpaver SP 1600 for laying double layers Obr. 3

„Koruna“

❚

Fig. 3

Crown course ❚

Obr. 4 Šírkové usporiadanie diaľnice na budovanom úseku Fig. 4 Wideness layout of highway

Obr. 5 Finišér Wirtgen SP 1600 v zostave pre dvojvrstvový CBK ❚ Fig. 5 Configuration of slipformpaver Wirtgen SP 1600 for laying double layers Obr. 6 Vytváranie makrotextúry povrchu vozovky „kefou“ Fig. 6 Macrotexture provided by brush

❚

Obr. 7 Dokončovací stroj TCM na aplikovanie ochranného postreku ❚ Fig. 7 Curing equipment TCM for protective spray application Obr. 8 Oceľové debnenie pracovnej škáry for working gap Obr. 9

Rezanie pozdĺžnej škáry

62

❚

Fig. 9

❚

Fig. 8

Steel sheeting

Cutting longitudinal joint


❚

4/2010



5

zo strany investora na zhotovenie aj referenčného úseku (RÚ) šírky 7,5 m, resp. 10,25 m okrem RÚ šírky 11 m. Tiež časté stredanie šírky vozovky komplikuje a zdržuje dobu výstavby (obr. 4). Na tejto stavbe boli požadované tri rôzne šírky hlavných jazdných smerov, budovaných finišérmi Wirtgen SP 1600, ktoré sa nepravideľne striedali. Vzhľadom k tomu, že nebola celá trasa v tej dobe ešte kompletne pripravená, resp. sprejazdnená nebolo možné s finišérom nastaveným na 11 m, ktorým bol vybudovaný referenčný úsek, prejsť na rovnako široké úseky bez rozobratia. Preto bolo nutné doviezť druhý finišér Wirtgen SP 1600 a zostaviť ho na mieste, kde bola požadovaná šírka 11 m, čo bolo jedno-

duchšie ako rozobrať pôvodný finišér, previesť ho a opätovne zostaviť na požadovanú šírku. Pôvodný finišér bol potom použitý na budovanie vozovky šírky aj 7,5 m. P O S T U P V Ý S TAV B Y

Vlastná výstavba CBK vozovky na danom úseku, vzhľadom k častému meneniu šírky vozovky a konečnému termínu dokončenia, bola realizovaná dvoma finišérmi Wirtgen SP 1600. Finišér Wirtgen SP 1600 je automaticky riadený pomocou vopred vytýčenej oceľovej vodiacej lankovej dráhy upevnenej na konzolách osadených 1,4 m od zhotovovaného CBK a 0,45 m nad jeho povrchom.

6

7

8

9

4/2010

❚


63



10

11 ❚

Obr. 10 Zariadenie na zalievanie škár joints suffuse

12

Obr. 11 7,5 m

Fig. 10 ❚

Pokládka 7,5 m širokého CBK

Fig. 11

Equipment for Laying in width

Obr. 12 Kotvy na upevnenie dobetónovaných pruhov vozovky ❚ Fig. 12 Tie bar for after concreting laying pavements Obr. 13 Klzné tŕne v priestore dobetonávok for after concreting space Obr. 14 Finišér TEREX 2204 HW 2204 HW

❚

Obr. 15 Diaľnica M0 počas vystavby construction

Pri pokládke CBK šírky 11 m, hrúbke 260 mm (180 mm + 80 mm) a rýchlosti finišéra 1 m/min bolo potrebných 3 172 m /h čerstvého betónu. Čerstvý betón CP 4/2,7 – 32/S1, XF 4 (zodpovedá betónu STN 73 6123 – CB I (H, S) – C30/37 – Dmax 32 – S1, XF4) v subdodávke zabezpečoval Springbeton s miešačkami 2 × 3 Schwing-Stetter s kapacitou 120 m /h/stroj. Dopravu zabezpečovalo štrnáct nákladných automobilov s vodotesnou korbou min. nosnosti 24 t. Pred vlastnou pokládkou CBK sa skontroloval povrch cementovej stabilizácie CKt-4, či je čistý, nie sú tam hniezda, priehlbiny a asfaltová ochranná vrstva vykazuje dostatoč2 nú zatvorenosť (RG 40/60 0,8 kg/m ). Vzhľadom na vysoké horúčavy sa povrch kropil vodou z polievacieho automobilu a pracovné škáry prípadne otvorené medzery sa zakryli plastovou fóliou. Pred finišér SP 1600 sa zacúvaním nákladných automobilov doviezol a vyklopil čerstvý betón. Keďže obidve vrstvy CBK boli z rovnakého betónu, sa časť betónu vysypaného pred finišér nakladala do násypníka dopravníkového pásu betónu pre vrchnú vrstvu. Čerstvý betón pre spodnú vrstvu CBK sa spracováva a upraví „predným finišérom“. Po urovnaní povrchu spodnej vrstvy do požadovanej výšky predným tvarovacím trámom sa do spodnej vrstvy v mieste budúcich priečnych škár vtlačili klzné tŕne a priebežne v mieste budúcich pozdĺžnych škár sa vtláčali kotvy. Čerstvý betón premiestnený dopravníkovým pásom pred „zadný finišér“ sa spracoval a upravil pre hornú vrstvu CBK tvarovacím a priečne kmitajúcim zrovnávacím trámom, hladiacou lištou a oceľovou kefou na vytvorenie požadovanej makrotextúry povrchu. Priebežne počas pokládky CBK sa robili prípadné vy64

Fig. 14 ❚

❚

Fig. 13

Dowel bars

Slipformpaver TEREX

Fig. 15

Highway M0 during

správky krajných plôch a hrán CBK. Prípadne plošné poruchy povrchu CBK sa robia zásadne zo servisnej plošiny zavesenej na konci finišéra, resp. z pracovnej plošiny na dokončovacom stroji TCM 1800, ktorý sa pohybuje 5 až 20 m za finišérom. Zariadenie má vlastný pohon a vstavaný postrekovač na aplikáciu disperzného prípravku „Curing“ zabraňujúci vysýchaniu betónového povrchu. Na bočné strany, kde nebolo možné disperziu aplikovať strojovo, sa nanášala ručne. Po ukončení dennej zmeny alebo keď sa práca prerušila viac ako na 90 min., sa vytvorila pracovná škára tak, že koniec denného úseku sa uzatvoril oceľovým debnením. Na uzatváracom debnení sú otvory v mieste tŕňov na ich osadenie. Na druhý deň sa práca začala odstránením uzatváracieho debnenia. Vzniknutá škára zodpovedá v každom smere priečnej slepej škáre. Priečne škáry sa môžu rezať pri dosiahnutí pevnosti 15 MPa kotúčom hrubým 2 mm do hĺbky 75 mm, aby sa zabránilo vzniku neriadených trhlín. Pozdĺžne škáry sa rezali pri minimálnej pevnosti 15 MPa (horné obmedzenie nie je striktné ako u priečnych škár, lebo v pozdĺžnom smere dosky nie sú náchylné na prasknutie) kotúčom hrubým 2 mm do hĺbky 100 mm. Následne sa škáry pred zaliatím zálievkou za horúca v hornej časti rozšírili na 8 mm do hĺbky 20 mm a predtesnili povrazcom. Šírka 11 m na piatich úsekoch sa realizovala finišérom SP 1600, ktorý bol na stavbu dovezený ako prvý. Medzi jednotlivými úsekmi sa pohyboval po vlastnej osi. Šírka 7,5 m bola realizovaná tak isto týmto finišérom. Namiesto jeho prestavby na 7,5 m sa pod stroj domontovala pomocná klzná bočnica. Toto riešenie umožnila skutočnosť, že finišér sa mohol pohybovať pásmi po oboch smeroch diaľnice. Šírka 10,5 m na šiestich úsekoch sa realizovala finišérom


❚

4/2010


13


14

SP 1600, na stavbu dodatočne dovezeným. Po stavbe sa pohyboval po vlastnej osi. Na dobetonávku opačne klopených pruhov, prípadne pomocných pruhov pre pomalé vozidlá, sa použil finišér TEREX 2204 HW (požadovaná šírka dobetonávky bola 2,75 až 4 m). Každý úsek navyše, ktorý sa dobetonovával finišérom TEREX komplikoval situáciu, najmä po časovej stránke. Po celej dĺžke hotového CBK položeného finišérom Wirtgen v úsekoch dobetonávok bolo potrebné každých 1 000 mm navŕtať zo strany do hotového CBK otvory a osadiť kotvy. Nakoľko finišér TEREX nedisponuje systémom DBI, je potrebné klzné tŕne v špeciálnych podperách vopred osadiť na podkladovú vrstvu. Nakoľko finišér TEREX ukladá len jednu vrstvu a nie je vy-

Literatúra: [1] Archív Inžinierskych stavieb, a. s. [2] Príslušné TKP, STN a EN

bavený systémom DBI, je pokládka CBK jednoduchšia. Spočíva len v dovezení čerstvého betónu pred finišér, jeho spracovaní a konečné úprave povrchu CBK za finišérom. V súčasnosti je diaľnica M0 na obchvate Budapešti plne sprevádzkovaná bez výhrad. Ing. Kornel Prúnyi Inžinierske stavby, a. s., Košice Priemyselná 7, 042 45 Košice e-mail: [email protected]

15

4/2010

❚


65



ZNOVU K VLÁKNOBETONU, HLAVNĚ K DRÁTKOBETONU ❚ ONCE AGAIN ON FIBRE CONCRETE, PARTICULARLY STEEL FIBRE Alain Štěrba, Pavel Rieger Článek uvádí poznámky k dosavadním výzkumům vláknobetonu a k jejich realizaci. Připomíná potřebu většího zaměření na využití vláken při smykovém a vícesměrném namáhání a na zkoušení vlivu vláken na napětí a vznik trhlin při smršťování pojivové matrice. ❚ This paper comments on present research into fibre concrete and its outcomes. It brings to mind the need for more concentration on application of fibres under shear and omnidirectional stress and on testing of the effect of fibres on stress and process of cracking during shrinkage of the

zací závislí. K omezení rozsahu problematiky se příspěvek soustřeďuje hlavně na drátkobeton. Jedním z hlavních cílů příspěvku je upozornit na novou německou směrnici pro drátkobeton [4], která doplňuje (event. upravuje) základní německé betonářské normy DIN 1045-1 (navrhování), DIN EN 206-1 společně s DIN 1045-2 (specifikace atd.) a DIN 1045-3 (provádění betonových staveb). Z toho vyplývají i úvahy o současných technických normách a směrnicích, a tím i o zkušebních metodách.

binding matrix.

Vláknobetonu je v současnosti věnována mimořádná pozornost. U nás je to zřejmé např. ze zaměření čísla 2/2010 časopisu Beton TKS a z příspěvků přednesených na nedávných konferencích. Uvedené potvrzují i hlavní články v nových číslech 4/2010 [1] a 5/2010 [2] německého časopisu „Beton“. Pozornost zasluhuje i nové vydání (2010) knihy B. Wieteka [3]. Podobně je zaměřena i betonářská technická literatura v ostatních zemích světa. Následující příspěvek se proto soustředí jen na některé poznámky k prioritám zaměření výzkumu a zkušebnictví, a to z pohledu těch, co nejsou zaměstnáni v organizaci zabývající se výzkumem a jsou proto na činnosti těchto a podobných organi-

U P L AT N Ě N Í D R ÁT K Ů P Ř I NAMÁHÁNÍ OHYBEM

Ilustrace efektivnosti využití oceli, porovnání vlivu drátkové a prutové výztuže U běžných netenkostěnných prvků a konstrukcí namáhaných hlavně ohybem se až na dále uvedené výjimky mohou drátky uplatnit jen ve výjimečných případech. Názorně to ukazují tab. 1 a obr. 1, které využívají výsledky zkoušek publikovaných J. L. Vítkem a S. Smiřinským [5]. Konkrétně jsou to údaje uvedené v tab. 4 článku, tedy experimentálně zjištěné hodnoty při průhybu zkušebních trámců 3 mm. K posouzení technicko-ekonomické efektivnosti využití drátků jedenácti alterna-

tiv vyztužení jsou z uvedených výsledků v tab. 1 odvozeny ukazatelé, které kromě užitných hodnot berou v úvahu i celkovou spotřebu energeticky náročné oceli (součet měrných hmotností drátků a betonářské výztuže). Navíc je třeba vzít v úvahu, že z hlediska spotřeby primární energie jsou tenké drátky znatelně náročnější než běžná betonářská ocelová výztuž. Obr. 1a ilustruje měrnou únosnost 3 [kN/(m /kg)], která jako ukazatel U1 vyjadřuje, jak každý kilogram oceli přispěl ke zjištěnému zatížení při průhybu 3 mm. Z uvedeného grafu je zřejmé, že samotná betonářská výztuž 3 (obsah drátků 0 kg/m ) přispívá ve sledovaném stadiu k únosnosti ohýbaného trámce významně víc než drátková výztuž. Nejmenší hodnoty ukazatele U1 daly trámce vyztužené pouze vlákny (bez prutové výztuže). Měrný 3 obsah drátků 60 kg/m dává poněkud horší ukazatele než měrný obsah 3 40 kg/m . Hlavní důvody (plně se uplatní pouze část drátků mezi kotevními délkami, pouze třetina drátků působí ve směru hlavních napětí) rozvádějí autoři článku [5]. Vliv sledovaného využití výztužné oceli (betonářské oceli a drátků) na počet trhlin, a tím nepřímo i na jejich šířku, ilustruje na obr. 1b ukazatel U2. Výpočet ukazatele je zřejmý z tab. 1. Po-

Tab. 1 Výpočet ukazatelů efektivnosti využití oceli drátků a prutů použitých při zkouškách publikovaných J. L. Vítkem a S. Smiřinským [5] – tabulka 4 citované publikace ❚ Tab. 1 Calculation of indicators of the effectiveness of the application of steel fibres and rods used in tests published by J. L. Vítek and S. Smiřinský [5] – table 4 of the quoted publication

Výpočet ukazatelů z výsledků zkoušek při průhybu 3 mm Měrná únosnost Měrný počet trhlin Měrná šířka trhliny Průměrné Měrná Průměrná Průměrný Měrný počet Měrná zatížení únosnost šířka trhlin počet trhlin [1] trhlin [1] šířka trhliny [1] 3 [kN] [kN/(m /kg] [mm] U3 = Š.M / Md P Mp M m = M/Mm z U1 = z/m Pt U2 = Pt/m Š (Šm.Mm) 60 0 0 60 0,928 32,5 0,54 2 2,16 2,70 0,89 60 1 17,3 77,3 1,195 72,6 0,94 7 5,86 2,90 1,24 60 2 34,6 94,6 1,463 104,2 1,10 6 4,10 2,27 1,19 60 3 51,9 111,9 1,730 135,2 1,21 8 4,62 2,30 1,42 40 0 0 40 0,618 25,0 0,63 2 3,23 3,64 0,80 40 1 17,3 57,3 0,886 65,2 1,14 5 5,64 2,78 0,88 40 2 34,6 74,6 1,154 101,7 1,36 6 5,20 2,88 1,19 40 3 51,9 91,9 1,421 134,4 1,46 7 4,93 2,39 1,21 0 1 17,3 17,3 0,268 43,5 2,51 2 7,48 2,94 0,28 0 2 34,6 34,6 0,535 79,4 2,29 4 7,48 2,94 0,56 0 3 51,9 51,9 0,803 112,2 2,16 5 6,23 3,08 0,88 64,7 1,0 2,80 Průměry Mm *) mm Šm **) 3 *) Měrný obsah veškeré oceli m = M / Mm, kde Mm = 64,7 kg/m = průměrný obsah veškeré oceli M **) Šm je průměrná šířka [mm] trhliny Obsah drátků [kg/m3]

66

Počet prutů průměru 8 mm

Hmotnost prutů [kg/m3]

Obsah Měrný obsah*) veškeré oceli veškeré oceli [kg/m3] [1]


❚

4/2010

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E ❚ 1a


U1 – měrná únosnost [kN/(kg/m3)]

3,00 2,51

2,50

2,29 Obsah drátků 60 kg/m3

2,00

1,36

1,50 1,21 0,94

1,00

2,16

Obsah drátků 40 kg/m3

1,46


1,14

1,10 0,63

0,54 0,50 0,00 0

1

2

3

0

1

2

3

1

2

7,48

7,48

3

Počet prutů betonářské výztuže

1b 8,00

U2 – měrný počet trhlin

7,00

6,23

5,86

6,00

5,64 5,20

4,62

5,00

4,93

4,10 4,00 3,23 3,00 2,16 2,00


1,00



0,00 0

1

2

3

0

1

2

3

1

2

3


1c 2,00

U3 – měrná šířka trhlin




1,41 1,23

1,18

1,18

0,89

1,00

1,21

0,87

0,88

0,80 0,56 0,28

0,00 0

1

2

3

0

1

2

3

1

2

3


Obr. 1 Ukazatelé využití výztuže U1, U2 a U3 v závislosti na hmotnostním obsahu drátků (60, 40 a 0 kg/m3) a na počtu prutů (0, 1, 2 a 3) betonářské výztuže. Ukazatelé jsou specifikovány a vypočteny v tab. 1. Použity výsledky zkoušek publikovaných J. L. Vítkem a S. Smiřinským [5]; a) ukazatel měrné únosnosti U1 (únosnost [kN/m3] / měrný obsah oceli [kg/m3]), b) ukazatel U2 charakterizující vliv výztuže na počet trhlin, c) ukazatel U3 charakterizující vliv výztuže na šířku trhlin ❚ Fig. 1 Indicators of the exploitation of reinforcement U1, U2 and U3 depending on the mass content of steel fibres (60, 40 and 0 kg/m3), as well as on the number of rods (0, 1, 2 and 3) of concrete reinforcement. The indicators are specified and calculated in table 1. The author has used results of tests published by J. L. Vítek and S. Smiřinský [5]; a) indicator of specific load capacity U1 (load capacity [kN/m3] / specific content of steel [kg/m3]), b) indicator U2 characterizing the effect of reinforcement on the number of cracks, c) indicator U3 characterizing the effect of reinforcement on the width of cracks

dobně jako u obr. 1a je ve sledovaném stadiu únosnosti nejefektivnější prutová výztuž. Zhruba platí vše uvedené výše pro ukazatel U1; nepravidelnosti mohou být ovlivněny nahodilostí spojenou se vznikem trhlin. Ukazatel U3 hodnotí zkoušené alternativy ve vztahu ke zjištěné průměrné hodnotě šířky trhliny Šm = 2,8 mm a k průměrné hodnotě měrného obsa4/2010

❚

pro podmínky uvedeného experimentálního výzkumu (včetně zvolené tloušťky krycí vrstvy). K obdobným výsledkům došli však i mnozí další autoři, např. [6]. Až na dále uvedené výjimky (viz další podkapitola) je používání samotných drátků při namáhání čistým ohybem zpravidla málo efektivní. Jak z hlediska únosnosti, tak i z hlediska šířky trhlin, je účelné drátky kombinovat s betonářskou výztuží. Další možností je kombinace s předpětím [7, 8]. Uvedený závěr je potvrzen nejnověji (březen 2010) vydanou německou směrnicí [4]. Podle ní lze při namáhání ohybem nebo tahem zahrnout drátkovou výztuž do statického hodnocení jen tehdy, kdy je splněna alespoň jedna ze tří stanovených podmínek. Jednou z těchto podmínek je kombinace s betonářskou výztuží. (Dalšími dvěma podmínkami jsou kombinace ohybu s normálnou tlakovou silou a dále použití ve staticky neurčitých systémech, u kterých lze využít redistribuci namáhání). Možnost kombinace s předpětím ve směrnicích uvedena není. Důvodem je neplatnost směrnic [4] pro předpjatý drátkobeton; důvodem neplatnosti je podle [1] současný nedostatek zkušeností.

3 hu oceli Mm = 64,7 kg/m (tab. 1). Opět je v betonářských prutech ocel využívána efektivněji než ve formě použitých drátků. Měrná šířka trhlin je u trámců vyztužených pouze pruty významně menší než v případě použití drátků.

Obecné zkušenosti a ustanovení směrnic Výše uvedená ilustrace platí plně jen


Výhodné využívání drátků při namáhání ohybem Výše uvedené skeptické hodnocení efektivnosti použití drátků při namáhání samotným ohybem neplatí všeobecně. Dále jsou uvedeny následující příklady účelného využití: Tenkostěnné prvky – pro současné nároky na tloušťku krycí vrstvy nelze navrhovat velmi tenkostěnné prvky vyztužené obvyklou betonářskou výztuží. (Technické a ekonomické možnosti využití výztuže odolné v podmínkách běžných vlivů prostředí jsou stručně shrnuté v později uvedené kapitole.) Za určitých podmínek lze však velmi tenkostěnné prvky (např. i s tloušťkou pod 35 mm) vyrábět z drátkobetonu. Směrnice [4] v prvé řadě v čl. 6.3 stanoví, že minimální tloušťky krycí vrstvy uvedené v DIN 1045-1 platí pouze pro běžnou betonářskou výztuž. Dále se zde uvádí, že drátky sice mohou povrchově korodovat, že však tato koroze neovlivňuje jejich trvanlivost. Je však třeba počítat s možností povrchového zbarvení. Pro ilustraci sledovaného využití drátkobetonu jsou uvedeny publikace z roku 2010: 67

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E ❚ • Využití ultravysokohodnotného drát-

kobetonu pro výrobu kazetových dílců s tloušťkou desky 25 až 35 mm uvádějí P. Hájek, M. Kynčlová a C. Fiala [9]. • V článku [10] J. Vodičky, V. Veselého, K. Koláře a J. Krátkého je mezi praktickými realizacemi vláknobetonu výroba trub bez výrobně náročné betonářské výztuže. • Hauser [11] velmi stručně popisuje speciální drátkobeton „Ducon“ (Ductile CONcrete) s mimořádně vysokou pevností v tahu za ohybu (alespoň 40 MPa) a jeho použitelnost i pro výrobu prvků tloušťky 15 mm. Použití tenkostěnných drátkobetonových prvků je výhodné zvláště tehdy, když větší duktilita přispěje k redistribuci namáhání, tedy když se zatížení po vzniku trhliny přenese do jiné části konstrukce a nejvíce zatěžovaná oblast je odlehčena. Tenkostěnné povrchové vrstvy pro zvětšení trvanlivosti, nepropustnosti a duktility – hlavním cílem těchto vrstev je omezit šířku trhlinek pod mez (např. 0,15 mm), jejíž překročení by ohrozilo požadovanou funkci konstrukce. Dalším cílem může být redistribuce namáhání staticky neurčitých konstrukcí, na které jsou kladeny vysoké požadavky týkající se mezního stavu použitelnosti. Při použití vysokohodnotného vláknobetonu ovlivní sledovaná povrchová vrstva příznivě i odolnost prvku proti vlivům prostředí. Historická poznámka: Část výše uvedených požadavků (omezení rozvírání trhlin) byla po roce 1970 v normě [12] ošetřena následujícím požadavkem článku 129: „Při krytí větším než 3 cm je třeba povrch betonu vyztužit drátěným pletivem (sítí).“ Tento postup, aplikovaný s obměnami již před rokem 1970, se dnes jeví jako absurdní. Platil však v době, kdy byla např. předepsána minimální tloušťka krycí vrstvy 10 mm a kdy ke krytí vedlejší výztuže (třmínků) stačila za stanovených lehce dodržitelných podmínek tloušťka krycí vrstvy 5 mm. K ilustraci současných řešení jsou dále uvedeny následující příklady: • V přednášce [13] švýcarských autorů je mimo jiné popsáno pokrytí mostu vytvořeného z pěti prefabrikovaných nosníků tvaru T tenkovrstvou (30 mm) na místě betonovanou vrstvou ze samozhutnitelného ultravysokohodnotného drátkobetonu. Požadovanými přínosy ocelových vláken jsou zpevnění (též zmonolitnění), zajištění ex68


trémně vysoké nepropustnosti (tím i trvanlivosti) a změkčení konstrukce (omezení její křehkosti). Z ultravysokohodnotného betonu s rozptýlenou výztuží jsou i prefabrikované římsy. • Kanadští autoři [14] popsali zkoušky pěti alternativ kombinace běžného betonu s vrstvami drátkobetonu. Velmi dobré výsledky daly i prefabrikované desky obsahující funkční část tloušťky 15 mm z vysokohodnotného vysokopevnostního (120 MPa) drátkobetonu. Pro uvedenou malou tloušťku bylo dosaženo požadované funkce bez ohrožení ekonomické a ekologické hospodárnosti. Kladně je v příspěvku hodnocena i soudržnost prefabrikované vrstvy s nosnou vrstvou (nikdy nedošlo k delaminaci). Na rozdíl od znění nadpisu článku příspěvek nepojednává pouze o prefabrikovaných vláknobetonových pomocných deskách využitých ve funkci ztraceného bednění. Součástí popsaných řešení je i tenkostěnná deska betonovaná na místě nad nosnou mostní deskou. Nepropustnost – kromě obecnějších údajů o vodonepropustných konstrukcích, hlavně o bílých a oranžových vanách, se příspěvek [15] zabývá vlivem drátků na kritickou šířku trhliny, tedy na takovou šířku, při které je za běžných podmínek vyloučen průsak vody. Pro běžný železobeton je uvedena kritická šířka 0,07 mm. Při použití drátků s obje3 movým podílem 0,38 % (30 kg/m ) může být podle uvedeného obr. 1 tato šířka 0,1 mm, při objemovém podí3 lu drátků 0,76 % (60 kg/m ) pak kolem 0,12 mm. Důležitý je též citovaný údaj Niemanna, že výpočtem určenou šířku trhliny pod 0,1 mm lze u železobetonu s dostatečnou spolehlivostí zaručit jen při použití drátkobetonu vyztuženého konvenční výztuží. Uvedeným zmenšením požadavku na návrhovou šířku trhliny lze však dosáhnout významné úspory ocelové výztuže. Betonové podlahy – u betonových podlah je hlavním problémem smrštění, nikoliv namáhání ohybem; bližší v kapitole o bezespárých podlahách. Vhodnost drátkobetonu při smykovém a vícesměrném namáhání Při smykovém a vícesměrném namáhání může být drátková výztuž využita efektivněji než při převládajícím namáhání ohybem. Vedle vícesměrnosti je důvodem i pracnost a relativně malá účinnost alternativní třmínkové vý-

ztuže, zvláště pak v případě tenčích desek (směrně pod 300 mm). Přesto je této oblasti věnována podstatně menší pozornost než využití vláken při převládajícím namáhání ohybem. Velká část publikovaných zkoušek je prováděna záměrně tak, aby nedošlo ke vzniku smykových trhlin. Tomu odpovídá i zaměření příslušných evropských technických norem (viz kapitola věnovaná normám). Uvedená kritika zaměření aplikovaného a experimentálního výzkumu se netýká předpjatého betonu. Smykové namáhání V ústavu „Institut für Massivbau der RWTH Aachen“ byly provedeny [16] čtyřicet dvě zkoušky, při kterých byl se zaměřením na zvětšení smykové únosnosti (a trvanlivosti) ověřován vliv obsahu vláken, velikosti předpětí, štíhlosti a lokální dodatečné výztuže na plnostěnných vaznících a na vaznících s otvory ve stojině. Z uveřejněných výsledků lze soudit, že z hlediska smykové únosnosti je v obvyklých případech technicky a ekonomicky nejvýhodnější obsah drátků kolem 1 % (asi 3 78 kg/m ). Na úspornější a technologicky vhod3 nější obsah drátků 45 kg/m se zaměřili Vítek a Kohoutková [7]. Zkoušeny byly nosníky tvaru T o rozpětí 3,2 m vyztužené u referenčních nosníků klasickou betonářskou výztuží a u předpjatých nosníků monostrandem o průměru 15,5 mm, bez soudržnosti. Beton měl ve stáří 28 d krychelnou pevnost 70 MPa. S cílem zvýraznit vliv smykového namáhání byla břemena umístěna ve vzdálenosti 1/6 rozpětí od podpor. Nosníky s drátkovou výztuží měly proti referenčním nosníkům mírně vyšší únosnost, jejich průhyby ve středu nosníku byly však menší. Při zkoušce se porušení lokalizovalo do jediné trhliny. Drátky v použitém množství neumožnily rozložení do více trhlin (podobně jako u referenčního nosníku s klasickou výztuží včetně třmínků profilu 8 mm ve vzdálenosti 150 mm). Na smykové působení se soustředila i přednáška T. Noshiravaniho a E. Brühwilera [17] zaměřená v zájmu hospodárnosti na trámce z běžného železobetonu zesílené vrstvou z drátkobetonu obsahující případně i pruty betonářské výztuže. Drátkobeton v kotevní oblasti Na tuto oblast byla zaměřena i výše citovaná práce [7]. V kotevní oblasti by-


❚

4/2010


ly místo běžné spirály (použité v referenčních tělesech) použity drátky Arce3 lor 75/50 v množství 40 kg/m . Zkoušky byly prováděny ve stáří betonu 5 až 7 dní, kdy pevnost dosahovala kolem 80 % 28denní pevnosti. Všechny vzorky splnily kritérium únosnosti. Závěr autorů: „U vzorků z drátkobetonu byly pozorovány širší trhliny a to již po prvním cyklu. Jeden vzorek z drátkobetonu kritérium šířky trhlin nesplnil. Přesto lze konstatovat, že drátkobeton je pro kotevní oblasti použitelný, bylo by však asi vhodné množství drátků navýšit.“ Na předpjaté drátkobetonové dílce ze samozhutnitelného betonu se zaměřil i citovaný příspěvek [8]. V dílcích byla eliminována veškerá smyková výztuž (třmínky) a měkká výztuž v kotevní oblasti. Přínosem je i zjištění, že za použitých podmínek splnil požadavky na samozhutnitelnost i beton obsahují3 cí drátky v dávce až 140 kg/m . Protlačování, soustředěný tlak, kroucení Využití vláken ve více než v jednom směru může být velmi efektivní. Kromě problémů s omezením drahého účinného drátkobetonu (směrně s obsa3 hem drátků nad 100 kg/m ) do kritické oblasti (mj. např. do ozubu nosníků) zůstávají zde, podobně jako při použití běžné betonářské výztuže, problémy v navrhování [18]. V Německu, kde dosud platí pro navrhování národní norma DIN 1045-1, řeší toto použití drátkobetonu ve sledované oblasti uvedená nová směrnice [4]. Podobně jako pro namáhání smykem je pro protlačování a pro soustředěný tlak účinnost drátků odvozována ze zkoušek v tahu za ohybu (viz dále uvedené poznámky ke zkoušení). Pro kroucení je však výslovně uvedeno (čl. 10.4), že se nesmí s účinností drátků uvažovat. Z uvedeného je vidět, že je ještě co řešit, též v oblasti zkoušení drátkobetonu.

B E Z E S PA R É P O D L A H Y, OMEZENI VZNIKU A ŠÍŘKY S M R Š Ť O VA C Í C H T R H L I N

Pro výrobní a provozní potíže s dilatačními a smršťovacími spárami má vláknobeton nezastupitelné místo i pro výrobu rozměrných betonových ploch, zvláště podlah. Alternativní řešení (použití běžných sítí, předpětí) mají totiž i dále uvedené nevýhody. Kromě distancování sítě (u tlustších desek se doporučuje umístění sítě v úrovni třetiny tloušťky desky od horního povrchu) mohou zde být i problémy s ukládkou. V případě nepoužití běžné výztuže se vláknobeton (zpravidla drátkobeton) snadněji rozlévá. Absence výztužných sítí navíc umožňuje pohyb autodomíchávačů a lze se proto obejít i bez čerpadla [19]. Při uvedeném použití vláknobetonu hraje největší roli smršťování. Nejrozšířenější zkoušení volně uložených těles nebere dostatečně v úvahu relaxaci smrštěním vyvolaného tahového napětí v podmínkách „vázaného smrštění“ (vlivu smrštění na napětí a vznik trhlin v podmínkách téměř nulového přetvoření plochy desky). Uvedené provozní zkoušky popisuje např. Collepardi [19]: Na betonové ploše byly vybetonovány 8 m dlouhé a 0,4 m široké pásy betonů různého složení (pět alternativ), vždy s tloušťkou 60 mm a bez betonářské výztuže. Aby bylo vyloučeno délkové přetvoření, byly zkoušené pásy na obou koncích pevně přitaženy k podkladu. Uvedenými zkouškami byla mimo jiné prokázána účinnost spolupůsobení přísad (superplastifikátor na bázi polykarboxylátů, smrštění redukující přísada na bázi polyetylenglykolu) a polypropylenových makrovláken (délka 30 mm, průměr 0,95 mm, množství 3 3,5 kg/m ). Uvedená málo tuhá makrovlákna zastavila hned v počátku růst drobných trhlinek. Jedině tato alternativa byla proto hodnocena jako bez trhlin (u alternativy se samotným superplastifikátorem byly evidovány čtyři trhliny a maximální šířka 1,05 mm).

Obr. 2 Korýtková forma pro zkoušení vázaného smrštění [20] ❚ Fig. 2 Trough mould for testing of coupled shrinkage [20] 2

4/2010

❚



Podobně zaměřené zkoušky navrhl Dohnálek [20]. K umožnění laboratorních zkoušek je navrženo zkoušení vázaného smrštění v korýtkové laboratorní formě (obr. 2). Při zkoušce je beton vázán soudržností k povrchově upraveným stěnám formy, s fixací konců se zatím neuvažovalo. Pro omezenou délku formy (1 m) a malé příčné rozměry uvažovaného ocelového úhelníku (100 mm) by bylo možno uvedenou metodu využívat hlavně pro zkoušení velmi jemnozrnných betonů nebo pro zkoušení pojivových tmelů. V případě zaměření na samotné pojivové tmely by bylo možno příčné rozměry dále zmenšit a umožnit tak žádoucí prodloužení formy i při únosné hmotnosti soustavy. Smrštění pojivového tmelu se neprojevuje pouze přetvořením betonových prvků, vnitřními napětími a vznikem a rozšiřováním trhlin. Závažný je i jeho vliv na jakost tranzitní zóny, a tím na soudržnost pojivového tmelu s kamenivem. Jeho důsledkem je pravděpodobně i nevhodnost hrubých zrn kameniva v oboru vysokých pevností (tedy při velmi malých vodopojivových součinitelích, při vysokém podílu objemu cementového tmelu, a proto i při velkém autogenním smrštění). Z uvedených důvodů zasluhují pozornost i všechna opatření vedoucí k omezení objemových změn pojivového tmelu. V prvé řadě jde o zmíněné dosti drahé [19] přísady omezující smrštění SRA (Shrinkage-Reducing-Admixture), případně o novou řadu superplastifikátoru s funkcí SRA. Dále zasluhují pozornost i rozpínavé přísady. Podle Collepardiho je vhodné „mrtvě pálené“ vápno (tedy ostře pálené, i při teplotě nad 1 150 °C) a hlavně jeho kombinace s dalšími přísadami (superplastifikátor, SRA) a s vlákny. Smrštění pojivového tmelu lze omezit i jakostním ošetřováním. Splnění tohoto požadavku je však někdy obtížné a to nejenom pro provozní důvody, ale i pro důvody fyzikální. Vzhledem k malé propustnosti vysokohodnotného betonu je např. obtížné nasytit vnitřní části konstrukce vodou tak, aby v nich nedocházelo vlivem hydratace k podtlaku, a tím i k nepříznivým důsledkům vyplývajícím z autogenního smrštění pojivového tmelu. S tímto cílem je nyní ověřováno vnitřní ošetřování betonu s použitím superabsorpčních polymerů (SAP), viz např. [21] a četné další publikace. Takto se mohou uplat69


nit i vodou nasycená zrna pórovitého kameniva [22]. VLIV PROSTŘEDÍ

Výše bylo již uvedeno, co uvádí nová směrnice [4] k odolnosti drátků proti vlivům prostředí: že drátky sice mohou povrchově korodovat a tato koroze neovlivňuje jejich trvanlivost, že je však třeba počítat s možností povrchového zbarvení. Podle [4] uvedené však neplatí pro vliv prostředí X0 a dále, při neexistenci betonářské výztuže, pro vlivy prostředí XS2, XS3, XD2 a XD3. Jednou z hlavních funkcí vláken, zvláště při současných velkých tloušťkách krycí vrstvy, je omezit šířku trhlin na exponovaném vnějším povrchu betonových konstrukcí (podobně jako při uvedeném dřívějším používání rabicového nebo jiného pletiva). Zde konkurují vláknům, především drátkům, výztužné prvky odolné proti korozi. V tomto oboru je sice i u nás příznivý vývoj, např. [23, 24, 25], trvají však některé technické a ekonomické problémy [19], např.: • špatná přilnavost nerezové oceli k betonu, • četné nevýhody pozinkované výztuže, vč. vlivu galvanického článku mezi pozinkovanou a nepozinkovanou výztuží, retardace zpevňování na styku s výztuží, problémy s ohýbáním, • možnost porušení epoxidového povlaku ocelové výztuže pro jeho křehkost, • malá tažnost výztuže ze skelných vláken. POZNÁMKY K NORMÁM A SMĚRNICÍM

Oblast vláknobetonu je technickými evropskými normami bohatě pokryta. Pokud k takto zaměřeným obecným normám přidáme i ty stránky norem pro stříkaný beton, které se vztahují k vláknobetonu (asi 32 stran), dostaneme celkem kolem 114 stran. Tento rozsah by mohl být přiměřený v případě, kdyby kromě těchto norem nebyly velmi často (někde dokonce převážně) používány i další směrnice; tedy jako v případě úspěšného zavádění evropských norem v oblasti přísad, kde se za přispění sekretariátu DIN dospělo k jejich uplatnění bez potřeby jejich doplňování národními normami nebo jinými předpisy. V případě norem pro vláknobeton, řešených též za spoluúčasti sekretariátu DIN, je situace horší. V Německu, tedy v zemi tohoto sekretariátu, jsou účel70


ně využívány i jinak zaměřené směrnice (případně další předpisy a pomůcky) a to zvláště v oboru zkušebnictví (viz následující kapitola). Podobná situace je i u nás, viz technické podmínky [26]. Jak již bylo uvedeno, byly pro drátkobeton vydány v březnu 2010 nové směrnice DafStb [4]. Na jejich titulní stránce je mimo jiné zdůvodněno, proč tyto směrnice nejsou v rozporu s evropskou technickou legislativou. Kromě citací příslušných dokumentů je uveden i hlavní důvod: splňují požadovanou úroveň bezpečnosti, ochrany zdraví a dlouhodobé použitelnosti. Uvedené směrnice mají následující části: • Část 1 – Doplňky a změny k normě DIN 1045-1, zaměřené na navrhování. Tato část je nejobsáhlejší (dvacet tři strany). V úvodu je v prvé řadě uvedeno, že směrnice se nevztahuje na předpjatý, vysokopevnostní, lehký, samozhutnitelný a stříkaný beton a na jmenované vlivy prostředí (hlavně XD2 a XD3, viz předchozí kapitola). Kromě běžných částí norem (termíny, značky) jsou dále uvedeny změny a doplňky mnohých článků DIN 1045-1. • Část 2 – Doplňky a změny k normám DIN EN 206-1 a DIN 1045-2. Zde převládají články, které doplňují ustanovení o výrobní kontrole a o kontrole shody. Další změny se týkají příloh DIN EN 206-1: normativní příloha A (průkazní zkoušky) je nahrazena normativní přílohou N, normativní příloha H pro drátkobeton neplatí, doplněny jsou dále následující normativní přílohy: M stanovující zkušební postup pro určení obsahu drátků, N pro průkazní zkoušky, O pro zkoušky k určení zbytkových pevností (viz následující kapitola) a třídy drátkobetonu, P pro stanovení součinitele potřebného ke stanovení pevnosti v centrickém tahu a Q, která zahrnuje další doplňkové předpisy pro drátkobeton. • Část 3 – Doplňky a změny k normě DIN 1045-3, zaměřené na provádění betonových konstrukcí. Tato část obsahuje doplňky k ukládce a zhutňování betonu a k zařazení drátkobetonu do tříd provádění 2 a 3. Tato část dále obsahuje normativní přílohu A, která stanovuje pravidla o četnosti zkoušek a kritériích vybraných vlastností čerstvého a ztvrdlého drátkobetonu.

POZNÁMKY K MECHANICKÝM ZKOUŠKÁM VLÁKNOBETONU

Pevnost v tahu za ohybu (mez úměrnosti, zbytková pevnost) ČSN EN 14651 předepisuje zkoušení na hranolech s hranami příčného průřezu 150 mm a délky alespoň 550 mm. Vzdálenost podpěr je 500 mm, síla působí ve středu rozpětí, nad zářezem zabezpečujícím výšku průřezu 125 ± 1 mm (směrně do hloubky 25 mm). Zbytková pevnost v tahu za ohybu se určuje z grafu závislosti rozevření trhliny na zatížení, případně z grafu závislosti průhybu na zatížení. Další používanou zkouškou je zkouška dle technických podmínek [26] (nyní i dle směrnic [4]). Při ní se používá standardní hranol 150 x 150 x 700 mm, zde však s rozpětím 600 mm a se zatěžováním v třetinách rozpětí (čtyřbodová zkouška). Zářez se neprovádí. Zbytková pevnost v tahu za ohybu se určuje z grafu závislosti průhybu na zatížení. Z hlediska provádění jsou obě zkušební metody nevýhodné pro velkou hmotnost zkušebních těles. Z tohoto důvodu zasluhuje pozornost i zkouška dle ČSN EN 14483-3, stanovená pro zkoušení pevnosti stříkaného betonu v tahu ohybem. Zde jsou zkoušeny trámce tloušťky 75 mm, šířky 125 mm a délky alespoň 500 mm. Objem těchto trámců je jen 0,38násobkem minimálního objemu trámce dle ČSN EN 14651. Jejich hmotnost je kolem 11,3 kg, tedy podstatně menší než 29,7 kg u nejkratšího trámce dle ČSN EN 14651. Přitom příčné rozměry uvedených lehčích trámců vyhovují naprosté většině nyní používaných drátkobetonů. Z hlediska měření a funkce je připomínaná zkouška blízká k osvědčené zkoušce dle [26], a tím i ke zkoušce dle nejnovějšího předpisu [4]. Přínosem by byla i možná unifikace předpisů. Další zkoušky Určitou pozornost si zasluhuje i další zkouška předepsaná normou pro stříkaný beton ČSN EN 14488-5. Tato norma popisuje způsob stanovení odezvy na vztah zatížení/průhyb deskového tělesa tloušťky 100 mm a plošných rozměrů 600 x 600 mm s cílem stanovit útlum energie při průhybu 25 mm uprostřed desky. Deska uložená na čtvercovém rámu vnitřních rozměrů 500 mm je uprostřed zatěžována břemenem působícím na čtvercovou desku s hranami 100 mm. Takto lze hodnotit účinnost vláknové výztuže


❚

4/2010

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E ❚ Literatura: [1] Alfes Ch., Wiens U.: Stahlfaserbeton nach DAfStb-Richtlinie (Drátkobeton podle směrnice „DAfStb-Richtlinie“), beton 04/2010 [2] Empelmann M., Teutsch M., Müller C.: Tragverhalten von Ultrahochleistungsbeton im Nachbruchbereich (Nosné chování ultravysokohodnotného betonu v době po porušení), beton 05/2010 [3] Wietek B.: Stahlfaserbeton (Drátkobeton), 2. přepr. vydání, 2010, ISBN 978-3-8348-0872-1, Vieweg+Teubner [4] DAfStb-Richtlinie Stahlfaserbeton (Směrnice DafStb Vláknobeton), vydaná v březnu 2010 Německým výborem pro železobeton (Deutscher Auschuss für Stahlbeton), Beuth Verlag GmbH, BerlinNo 65050 [5] Vítek J. L., Smiřinský S.: Spolupůsobení klasické a rozptýlené výztuže, Beton TKS 02/2010 [6] Krátký J., Vodička J., Vašková J., Hanzlová H.: Navrhování konstrukčních prvků z vláknobetonu vyztuženého betonářskou výztuží, Beton TKS 02/2010 [7] Vítek J. L., Kohoutková A.: Předpjatý drátkobeton, 8. konf. Technologie betonu 2009 [8] Petřík V., Phillipp N.: Aplikace předpjatého vláknobetonu, Beton TKS 02/2010 [9] Hájek P., Kynčlová M., Fiala C.: Vysokohodnotné vláknobetony pro subtilní betonové konstrukce, Beton TKS 02/2010 [10] Vodička J., Veselý V., Kolář K., Krátký J.: Praktické použití vláknobetonu, Beton TKS 02/2010 [11] Hauser S.: Mikrobewehrter Hochleistugsbeton. Produkteigenschaften, Technologie, praktische Anwendung. (Mikrovyztužený vysokohodnotný beton. Vlastnosti výrobku, technologie, praktické využití.), BFT 02/2010 [12] ČSN 73 2001 Projektování betonových staveb, 1970 [13] Oesterlee C., Sadouki H., Brühwiler E.: Analyse stucturale dún pont composé de BFUP et de béton armé (Strukturální analýza mostu z vyztuženého ultravysokohodnotného betonu s rozptýlenou výztuží), Neuvieme édition des Journées scientifiques du Regroupement Francophone pour Recherche et la Formation sur le Béton (RF)2B, Lausanne, Suisse, 28-29 aout 2008 [14] Charron J.-P., Lessard M.-C., Massicotte B.: Comportement des dalles de ponts avec pré-dalles préfabriqués en bétons renforcés de fibres (Spolupůsobení mostních desek s prefabrikovanými deskami zpevněnými vlákny), Dixiéme édition des Journées scientifiques du Regroupement Francophone pour Recherche et la Formation sur le Béton (RF)2B, Cachan, France, 2-3 juillet 2009

na přetvárné vlastnosti (houževnatost, duktilitu, tím i na možnost využít redistribuci zatížení) a schopnost odolat nárazům. (Částečně podobnou funkci mají i zkoušky „bodově“ zatížených kruhových desek uveřejněné v dizertační práci M. Stracka [27]). Kromě výše uvedených (i dalších) možností ověřování vlivu vázaného smrštění si zasluhuje pozornost i otázka účelnosti laboratorních zkoušek vláknobetonu zaměřených na porušení takovým smykem, při kterém se neuplatňuje ani porušení v hlavním tahu, ani porušení smykem, ke kterému dochází při zkouškách pevnosti v tlaku, tedy k ověření schopnosti odolat protlačení nebo namáhání soustředěným tlakem, případně i kroucení v kombinaci s tlakem. Z ÁV Ě R E Č N É P O Z N Á M K Y

Uvedený příspěvek zdaleka nevystihuje celou problematiku vláknobeto4/2010

❚


[15] Petřík V., Půlpán M., Phillipp N.: Vodonepropustné vláknobetonové konstrukce, Beton TKS 02/2010 [16] Hegger J., Bertram G.: Spannbetonbinder aus ultrahochfestem Beton mit Faserbewehrung. Experimentelle Untersuchungen, praktische Anwendung (Předpjaté betonové vazníky z ultravysokopevnostního drátkobetonu. Experimentální vyšetřování, použití v praxi), BFT 02/2010 [17] Noshiravani T. , Brühwiler E.: Comportement des éléments composés de béton armé et BFUP sous les effets combinés de flexion et cisaillement (Chování prvků ze železového betonu a z ultravysokohodnotného betonu při působení ohybu a smyku), Dixiéme édition des Journées scientifiques du Regroupement Francophone pour Recherche et la Formation sur le Béton (RF)2B, Cachan, France, 2-3 juillet 2009 [18] Hegger J., Walraven J. C., Häusler F.: Zum Durchstanzen von Flachdecken nach Eurocode 2, Beton- und Stahlbetonbau 4/2010 [19] Collepardi M.: Moderní beton, Informační centrum ČKAIT, 2009 [20] Dohnálek J.: Návrh metodiky zkoušení vázaného smrštění za použití korýtkové formy, 2008 [21] Briatka P., Makýš P.: Ošetřovanie čerstvého betónu – 2. Superabsorpčné polyméry, Beton TKS 02/2010 [22] Briatka P., Makýš P.: Ošetřovanie čerstvého betónu – 3. Nasiaknuté ĺahké kamenivo, Beton TKS 03/2010 [23] Štěpánek P.: Betonové konstrukce se zvýšenou odolností proti agresivním vlivům, 15. Betonářské dny 2008 [24] Horák D., Štěpánek P.: Vývoj nekovových výztuží do betonu 1, Materiály pro stavbu 01/2009 [25] Podolka L., Kolísko J., Dlouhá R., Menšík A.: Zkušenosti z experimentů s FRP a skleněnou výztuží a jejich uplatnění v praxi, 16. Betonářské dny 2009 – Sb. příspěvků konf. [26] TP FC 1-1 Technické podmínky 1: Vláknobeton – Část 1 Zkoušení vláknobetonu – Vyhodnocení destruktivních zkoušek a stanovení charakteristického pracovního diagramu vláknobetonu pro navrhování vláknobetonových konstrukcí, ČVUT v Praze, Fakulta stavební, Katedra betonových a zděných konstrukcí, 2007 [27] Strack M.: Modellbildung zum rissbreitenabhängigen Tragverhalten von Stahlfaserbeton unter Biegebeanspruchung (Modelování únosnosti drátkobetonu při namáhání ohybem), dizertace na Ruhr-Universität Bochum, 2007

nu. Pominuty byly hlavně ty oblasti, kde o účelnosti vláknobetonu není třeba diskutovat. Mimo jiné jde o jeho využití ke zvýšení odolnosti proti působení rázů (též účinkům výbuchu), o použití betonu a malt s vlákny pro sanace, o použití polypropylenových nebo obdobných vláken s cílem zvětšit odolnost betonu proti požáru, nebo o využití uvedených vláken k omezení důsledků plastického smrštění. Též nebyl dostatečně zdůrazněn kladný vliv pevnosti betonu na efektivnost využití drátků, případně i jiných vláken. Pro rozsáhlost problematiky byly též zcela pominuty možnosti uplatnění přírodních a minerálních vláken (skleněných, čedičových, struskových). Též je třeba doplnit, že vše, co platí pro drátkobeton, platí v určité míře i pro použití jiných vláken, které kromě dostatečné pevnosti mají proti běžným polymerům (např. polypropylenu) významně větší i modul pružnosti. Colle-


pardi [19], i jiní, popisují např. vhodnost vláken PVA. Již nyní dále existují uhlíková vlákna i další velmi tuhá a pevná polymerová vlákna, která pro jejich vysokou cenu nelze dosud hromadněji využívat. Je však reálná naděje na jejich zlevnění. Pro rozsáhlost uvedené „literatury“ se autoři omlouvají, že asi neuvedli některé ze závažných zdrojů a že uvádějí pravděpodobně i poznatky čerpané i z jiných, než z uvedených pramenů.

Ing. Alain Štěrba Loudin a spol., s. r. o. Křivá 8, 130 00 Praha 3 e-mail: [email protected] Ing. Pavel Rieger Zapa beton, a. s. Vídeňská 495, 142 01 Praha 4 e-mail: pavel [email protected]

71

HISTORIE ❚

HISTORY

PRVNÍ ŽELEZNIČNÍ MOSTY Z PŘEDPJATÉHO BETONU FIRST PRESTRESSED CONCRETE RAILWAY BRIDGES Bohumír Voves Příspěvek pojednává o prvním využití předpjatého betonu u nás, ale i ve světě, v oboru železničních mostů a je vzhledem k současnému rozvoji železničních staveb aktuální. ❚ The paper describes a first application of prestressed concrete in our country, and also abroad, on the field of railway bridges.

Po kladných zkušenostech se silničními mosty z předpjatého betonu provedl Ústav pro zprůmyslnění stavebnictví (dále ÚZS) Ministerstva stavebnictví na výzvu Ministerstva dopravy z konce roku 1952 práce nutné pro zavedení železničních mostů z předpjatého betonu. Bylo rozhodnuto, že předpjatý beton bude v ČSR poprvé uplatněn u železničních mostů nad rozšířenou Křižíkovou ulicí v Praze–Karlíně, kde bylo nutné nahradit tři klenby Negrelliho viaduktu. Nosná konstrukce mostů měla být sestavena z trámů z kabelobetonu, tj. z dodatečně předpjatého betonu s předpínací výztuží sdruženou do kabelů. Podklady pro navrhování a provádění konstrukce zajistil a zatěžovací zkoušky zkušebních trámů i hotových mostů provedl ÚZS (Ing. Miroslav Klimeš a Ing. Bohumír Voves). Mosty navrhl SUDOP (Ing. Antonín Bébr). Trámy byly vyrobeny ve výrobně n. p. Montostav (dříve Baraba) v Liticích nad Orlicí (Ing. Jan Otta a Ing. Zdeněk Jíra). Nejprve byl zpracován návrh dvou mostů s rozpětím 25 m a dvou mostů s rozpětím 22,5 m pro zatěžovací vlak A na dvou dvojkolejných železničních tratích rozbíhajících se protisměrnými oblouky. Nosnou konstrukci mostu pod každou kolejí tvořil rošt s pěti prostě podepřenými trámy průřezu T. Výška trámů byla po délce proměnná pro zajištění střechovitého sklonu 2 %. Z boků trámů vycházely části devíti příčníků. Spojení trámů v rošt zajistily kabely procházející příčníky a přírubami trámů. Roštová soustava byla volena tak, aby tíha trámů nepřesáhla nosnost dostupných jeřábů a aby byla použitelná v kolejových rozvětveních. Pro požadovanou hospodárnost byla výška trámů rovna až dvanáctině rozpětí. Pro ověření způsobu navrhování a provádění mostů byly vyrobeny a odzkoušeny dva zkušební trámy odpovídající navrženému nejvíce zatíženému trámu rozpětí 25 m. Zkušební trámy byly vyráběny v dřevěné oplechované formě. Kabelové kanálky vytvářely ocelové trubky, které byly po zavadnutí betonu vytaženy. Pro betonářskou výztuž byla užita ocel Rotor (obr. 1). Beton značky B 600 měl toto složení: 450 kg 3 portlandského cementu třídy 450 ze Štramberka na 1 m hotového betonu, litická žulová drť 15/25 nebo 7/15 mm a labský písek 0/4 mm míšené v poměru hmotností 70 : 30 při vodním součiniteli 0,32. Betonovou směs zhutňovaly příložné vibrátory. Pro předpínací výztuž byl užit patentovaný nepopouštěný drát Ø P4,5, který byl dodáván bohumínskými drátovnami ve svitcích malého průměru, a proto byl ve výrobně rovnán v rovnačce. Trámy byly předepnuty kabely 12 Ø P4,5 napínanými na napětí 1 200 MPa napínacím zařízením Baraba a kotvenými v kotvách Baraba (obr. 2). Kotvy Baraba předcházely kotvám podle ČSN 74 2870. Síla v napínacím zařízení byla vyvozována hydraulickým válcem a měřena podle manometru. Přímé kabely byly napínány z jedné strany, zvedané z obou stran. Protažení napínaných kabelů odpovídalo protažení vypočítanému z kon72

❚

trolních zkoušek dodávaného drátu. Po zavedení předpětí (obr. 3) byly kabelové kanálky vyplněny injektážní maltou z portlandského cementu a vody při vodním součiniteli 0,4. Do nádoby míchačky v chodu s dávkou vody byla postupně sypána dávka cementu. Nádoba byla opatřena dvěma prudce se otáčejícími vrtulkami, které uváděly záměs do vířivého pohybu. Namíchaná malta byla vytlačována do kanálku mezerami mezi dráty v kotevních deskách přetlakem vzduchu vyvozeným kompresorem. Při zatěžovací zkoušce byl první zkušební trám zatížen dvěma hydraulickými válci v pěti stupních tak, aby v rozhodujícím průřezu byl vyvozen až 1,25násobek momentu od celkového zatížení (tedy stupeň bezpečnosti s = 1,25) s odlehčením na každém stupni. Zatížení při s = 1,25 bylo opakováno třikrát. Po té bylo zatížení zvětšováno plynule. Při s = 1,6 vznikly první trhliny, které se po odlehčení zcela uzavřely a při s = 1,33 znovu otevřely. Trám byl zatěžován do stup-

1

ně s = 2,59, který byl větší než požadovaný s = 1,75. Přitom trhliny v betonu dosahovaly až k přírubě trámu a byly tak velké, že nebylo možné zatížení zvětšovat. Po odlehčení se většina trhlin uzavřela. Podle přepočtu odpovídá vzniku trhlin napětí v betonu v tahu 8,1 MPa; na zkušebních tělesech byla zjištěna pevnost v tahu za ohybu 7,73 MPa. Z průhybu při s = 1,25 lze po přepočtu usuzovat na modul pružnosti E = 45,5 GPa; předpisy udávají pro beton značky B 600 modul E = 41 GPa. Protože nebylo zařízení pro zatěžování na únavu dostupné, byl druhý zkušební trám zatěžován obdobně jako první trám dvěma hydraulickými válci opakovaně tisíckrát na stupeň s = 1,5. Trám se choval pružně, ke vzniku trhlin nedošlo. Po příznivém výsledku zatěžovacích zkoušek obou zkušebních trámů bylo rozhodnuto o provedení čtyř pojednávaných mostů. Trámy, vyrobené týmž způsobem jako zkušební trámy, byly přepraveny po železnici (obr. 4) na staveniště, jeřábem osazeny na opěry (obr. 5 a 6) a příčným předpětím spojeny v rošt. Před předáním do provozu byly provedeny 20. května 1954


❚

4/2010

HISTORIE ❚

zatěžovací zkoušky dvou mostů rozpětí 22,5 m a 17. prosince 1954 dvou mostů rozpětí 25 m. Uskutečněná měření prokázala, že mosty vyhovují všem požadavkům. Spolupůsobení trámů v příčném směru každého mostu bylo příznivější než předpoklad podle Leonhardta užitý ve statickém výpočtu. Ze změřených průhybů by bylo možné ve smyslu statického výpočtu usuzovat na modul pružnosti betonu nejméně 49,9 GPa po zanedbání řady činitelů ovlivňujících průhyb, které nejsou ve výpočtu uvažovány. Během zatěžování mostů nebyly zjištěny jevy (např. vznik trhlin a trvalý průhyb), které by se daly přisoudit závadám. Na zbytku trámu, který byl podroben zatěžovací zkoušce do zlomu a poté čtyři roky vystaven přímému vlivu povětrnosti, byl zjišťován stav injektážní malty a předpínací výztuže. Byla shledána šedá, tvrdá malta dobré soudržnosti s betonem i dráty. Horní část kabelového kanálku (tzv. meniskus, vysoký až 5 mm) nebyl vyplněn injektážní maltou. Patentovaný drát byl naprosto bez rzi, i když byl v menisku obnažen, protože v kabelovém kanálku, včetně menisku, bylo zachováno alkalické prostředí a k oceli neměly přístup činitelé vyvolávající korozi.

2

4/2010

Most sestavený z trámů byl použit u tří dalších mostů, např. v Pečkách. Trámy, dopravené z výrobny po železnici, byly osazeny železničními jeřáby vedle mostu určeného k odstranění (obr. 7) a příčnými kabely spojeny v rošt (obr. 8). Po uložení železničního svršku byl během výluky železničního provozu odstraněn stávající most a celý hotový most byl příčně zasunut na ložiska. Mosty sestavené z trámů mají u jednoduchých tratí tyto nevýhody: poměrně velká výška trámů znemožňuje prostou výměnu za běžné nízké ocelové mosty a příčné předpínání trámů v rošt prodlužuje práce na staveništi. Proto byly vyvi-

Obr. 1

Vyztužení trámu

❚

Fig. 1

Obr. 2

Napínání kabelů

❚

Fig. 2

Obr. 3 beam

Čelo předepnutého trámu

Obr. 4

Přeprava trámů

Obr. 5

Osazování trámů v Karlíně

Obr. 6

Osazený trám v Karlíně

3

5

HISTORY

❚

Fig. 4 ❚

Reinforcement of a beam Tendons stressing ❚

Fig. 3

Face of a prestressed

Transport of beams ❚

Fig. 5

Fig. 6

Beam lifting in Karlin

Beam placing in Karlin

4 5 6

❚


73

HISTORIE ❚

HISTORY

7

8

9

10

11

nuty pro jednu kolej jednoduché tratě dva samostatné dělené dílce komorového průřezu, které jsou dodatečně předepnuty pouze podélně a jejichž výška je nižší než sedmnáctina rozpětí. Tak byl proveden železniční most nad silnicí v Bděněvsi rozpětí 22 m, který byl sestaven vedle stávajícího mostu, opatřen izolací, ochrannou omítkou a částečně štěrkovým ložem (obr. 9). Během desetihodinové výluky provozu byl dne 30. října 1957 odstraněn stávající most, na jeho místo zasunut nový most (obr. 10), doplněno štěrkové lože, osazen železniční svršek a provedena zatěžovací zkouška. Zatížení lokomotivou vyvodilo 48 % ohybového momentu a 45 % posouvající síly od nahodilého zatížení uvažovaného ve statickém výpočtu. Pružné průhyby byly rovné 59,5 % průhybu vypočteného. Závady nebyly zjištěny (obr. 11). Z ÁV Ě R

Obr. 7

Osazování trámů v Pečkách

Obr. 8 Rošt sestavený z trámů beams

Obr. 10 bridge

Příčné zasouvání mostu

Obr. 11

Most v Bdeněvsi

Fig. 7

Fig. 8

❚

Obr. 9 Most sestavený z dílců segments

74

❚

❚

Fig. 9 ❚

Beam lifting in Pečky

Structure composed of

Zavedení předpjatého betonu u železničních mostů se považovalo za úspěšné a byla provedena řada mostů z dodatečně i předem předpjatého betonu.

Bridge composed of

Fig. 10

Transverse pushing of

Prof. Ing. Bohumír Voves, DrSc. Pod Fialkou 7, 150 00 Praha 5

❚

Fig. 11

Bridge in Bdeněves

tel.: 257 216 282


❚

4/2010

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH

norázových laboratorních zkoušek a výpočtového modelu 1D. ❚

Due to difficulties in direct

measuring of the chloride surface concentration on concrete structures exposed to de-icing salts combination of the inverse 1D model and laboratory testing is suggested.

KOROZE VÝZTUŽE A PŮSOBENÍ CHLORIDŮ

Za nejčastější příčinu degradace železobetonových konstrukcí je považována koroze ocelové výztuže. Za běžných podmínek se v pórovém roztoku v betonu vytváří zásadité prostředí, kdy vzniká na povrchu výztuže tenká a dobře přilnavá vrstvička oxidů železa (tloušťky asi 10 nm), která působí jako ochranná (pasivační vrstva), zabraňující přímému kontaktu kyslíku, vody i jiných agresivních látek s povrchem výztuže, tj. brání vzniku koroze – viz např. [1]. K narušení této pasivační vrstvy, k tzv. depasivaci výztuže, dochází vlivem reakce agresivních látek z okolí s hydroxidem vápenatým, zejména karbonatací betonu. Výrazné poškození ochranné vrstvy na výztuži v betonu způsobují také chloridy. Difúze chloridových iontů v betonu je obvykle výrazně rychlejší než postup karbonatace; v dalším bude proto věnována pozornost jen sledování vlivu chloridů. Přítomnost chloridů v betonové konstrukci je způsobena: • chemickými rozmrazovacími látkami (údržba komunikací), • mořskou vodou (přímé působení či aerosolové působení v pobřežních či přímořských lokalitách), • v záměsové vodě při výrobě betonu (přípustné množství chloridů je uvedeno v ČSN EN 1008), • chloridy v některých chemických provozech. V našich podmínkách je běžný první případ, vyskytující se u dopravních staveb, resp. parkovišť, garáží a podob4/2010

❚

Pf(tD) = P{Ccr – Ca(tD) < 0} < Pd , (1) kde Pf je pravděpodobnost poruchy ve smyslu dosažení kritické koncentrace chloridů Ccr v místě výztuže. Ve vztahu (1) je Ca koncentrace chloridů v hloubce krycí vrstvy a, dosažená v čase tD. Existuje řada druhů koroze kovů, na výztuži obecně rozeznáváme korozi rovnoměrnou a důlkovou. U rovnoměrné koroze se předpokládá, že dochází k rotačně symetrickému úbytku ocelové výztuže. V případě důlkové koroze je ovlivněna sice jen malá plocha povrchu výztuže, ale dochází během ní k podstatnému snížení efektivní plochy výztuže v zasaženém místě. Průřez má pak spíše křehké chování, což může vést k náhlému porušení konstrukce [2]. Tato koroze probíhá zejména v přítomnosti chloridů a náchylná k ní jsou místa lokálních poškození povrchu výztuže (poškození transportem, montáží apod.). Období, během kterého probíhá koroze výztuže, se nazývá propagační periodou; její pravděpodobnostní hodnocení může být popsáno několika typy podmínek podle toho, zda posuzujeme vznik trhlin, šířku trhlin, úbytek efektivní plochy výztuže, nebo spolupůsobení oceli s betonem.


Mezní stav

Čas

DLS

Průnik chloridových iontů betonem Depasivace výztuže

tini

ttrh

ttrh,p tdel tdef

1

tu

Koroze výztuže –úbytek průřezové plochy

povrchové koncentrace chloridů kombinací jed-

Degradační proces

DSL

solí je navrženo náhradní řešení pro stanovení

SLS

konstrukce vystavené působení posypových

ULS, SLS

trace chloridů působících na povrchu betonové

Iniciační perioda

Vzhledem k obtížím při přímém měření koncen-

ných objektů, kam se sůl může dostat na pneumatikách vozidel. Chloridové ionty difundují do pórového systému betonu, s časem jsou chloridy ve větší hloubce a postupně se jejich koncentrace zvyšuje. Dosáhne-li koncentrace chloridů v okolí výztuže kritické hodnoty Ccr, následkem je výše zmíněná depasivace ocelové výztuže. Tento děj je tzv. iniciační stadium. V dalším období, za přítomnosti kyslíku a vlhkosti začne docházet ke korozi ocelové výztuže. Vznikající korozní produkty mají několikanásobně větší objem než původní kov, a to způsobuje vznik trhlin a později vede i k odlupování krycí vrstvy betonu, ke změnám v soudržnosti oceli s betonem a současně i k zmenšení efektivní plochy výztuže s možnými důsledky pro tuhost, únosnost a životnost konstrukce. Pravděpodobnostní hodnocení iniciačního stadia může být popsáno podmínkou ve tvaru

Propagační perioda

Pavla Rovnaníková, Břetislav Teplý

Perioda

STANOVENÍ POVRCHOVÉ KONCENTRACE CHLORIDŮ SPOJENÍM LABORATORNÍCH ZKOUŠEK A ANALYTICKÉHO MODELU ❚ SURFACE CHLORIDE CONCENTRATION ASSESSMENT BY JOINT LABORATORY TESTING AND ANALYTICAL MODEL

vznik trhlin v betonu obklopujícím výztuž šíření trhlin v betonu trhliny na povrchu betonu delaminace krycí vrstvy betonu nepřípustné oslabení efektivní průřezové plochy výztuže

Obr. 1 Působení chloridů (posypových solí) na železobetonovou konstrukci ❚ Fig. 1 Effect of chlorides (de-icing salts) on concrete structure

Působení chloridů na železobetonovou konstrukci je znázorněno na obr. 1. Na časové ose jsou vyznačeny jednotlivé fáze včetně příslušných mezních stavů, kde DLS (Durability Limit State) značí mezní stav trvanlivosti, SLS (Serviceability LS) mezní stav použitelnosti a ULS (Ultimate LS) mezní stav únosnosti (DLS formálně spadají do kategorie SLS). Přitom tini je iniciační čas, ttrh čas do vzniku trhlin, ttrh,p čas do vzniku nepřípustné trhliny na povrchu betonu, tdel čas do delaminace (odpadávání částí krycí vrstvy), tdef čas do dosažení mezních deformací (např. průhybů) a tu čas do dosažení meze únosnosti (průřezu, prvku, konstrukce). Ke schématu na obr. 1 se váží následující inženýrské činnosti: 1 Prohlídky, inspekce konstrukce. 2 Sběr dat, předběžná měření. 3 Odběr vzorků. 4 Laboratorní rozbory analýza koncentrace chloridů, stanovení pH. 5 Stanovení oblastí s dosažením kritické hodnoty koncentrace chloridů (depasivace výztuže). 75

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH Literatura: [1] Vořechovská D., Chromá M., Podroužek J., Rovnaníková P. and Teplý B.: Modelling of Chloride Concentration Effect on Reinforcement Corrosion, Computer-Aided Civil and Infrastructure Engineering 24, 2009, 446–458 [2] Duprat F.: Reliability of RC beams under chloride-ingress. Construction and Building Materials, 21, 2007, 1605–1616 [3] Collepardi M., Marcialis A., Turriziani R.: Penetration of chloride ions into cement pastes and concrete. J. Am. Ceram. Soc., 1972, 55, 10, 534–535 [4] Podroužek J., Teplý B.: Modelling of chloride transport in concrete by cellular automata. Engineering Mechanics, 15, 3, 2008, 1–10 [5] Song H., Pack S., Ann K.: Probabilistic assessment to predict the time to corrosion of steel in reinforced concre-

2

3

5

4

6a

Obr. 2 Podhled mostu s V-segmenty ❚ Fig. 2 Soffit of the bridge with V-segments Obr. 3 Odběr vzorků betonu ❚ Fig. 3 Taking of concrete samples Obr. 4 Doprava pod mostem ❚ Fig. 4 Traffic under the bridge Obr. 5 Schéma předpokládané turbulence ❚ Fig. 5 Scheme of assumed turbulence Obr. 6 a) Vyšetřovaný konstrukční prvek; b) koncentrace chloridů v povrchu konstrukčního prvku ❚ Fig. 6 a) Assessed structural member; b) chlorides concentration in the member surface

76

6

[6]

[7]

[8]

te tunnel box exposed to sea water. Construction and Building Materials, 23, 2009, 3270–3278 Oslakovič I., Serdar M., Bjegovič D., Mikulič D.: Modeling of time dependent changes of chloride diffusion coefficient. DBMC11, Istanbul, Turkey, Vol. 1, 2008, 203–211 Teplý B., Novák D., Pukl R.: Modelování a prognóza degradace betonových konstrukcí. Sb. konf. Sanace 2008, Brno: SSBK, 241–249 Teplý B., Podroužek J., Rovnaníková P., Bergmeister K., Strauss A., Wendner R., Costa R., Santa U.: Chloride induced Deterioration on Reinforced Structures, verified by a Cellular Automata Simulation. The 5th Central European Congress on Concrete Engineering, Baden 2009, 267–270

6b

Určení zbytkové životnosti degradované konstrukce limitované iniciační periodou, tj. časem do vzniku koroze. 7 Určení doby vzniku trhlin v okolí výztuže. 8 Určení doby do vzniku trhliny o limitní šířce na povrchu betonu. 9 Analýza úbytku efektivní průřezové plochy výztuže korozí. 10 Posouzení deformací degradované konstrukce. 11 Posouzení únosnosti degradované konstrukce. 12 Určení zbytkové životnosti degradované konstrukce limitované součtem iniciační periody a periody propagační – dle typu omezující podmínky.

Všechny uvedené činnosti nejsou vždy vykonávány, např. je-li za rozhodující kritérium přijata iniciační perioda, pak se jedná jen o prvních šest kroků, nebo naopak, když je sledován průnik chloridů i v průběhu dalšího času (propagační perioda), může postupně docházet k depasivaci dalších (hlouběji uložených) vrstev oceli, k jejich korozi a následně také k dalšímu šíření trhlin v betonu. V takovém případě se kroky 8 až 12 mohou provádět opakovaně (pro různé časové stupně). Navíc, v souvislosti s již existujícími trhlinkami v krycí vrstvě může být průnik chloridů urychlen. Znalost koncentrace chloridů v betonu (dle místa i času) je tedy nutná a je


❚

4/2010

VĚDA A VÝZKUM

❚

výhodné, jsou-li k dispozici nástroje pro její prognózování.

METODIKA NÁHRADNÍHO S TA N O V E N Í P O V R C H O V É KONCENTRACE CHLORIDŮ

M O D E L O VÁ N Í P R O S T U P U CHLORIDŮ BETONEM

Pro stanovení povrchové koncentrace chloridů byl autory navržen následující postup (některé jeho kroky jsou shodné s položkami ve výčtu inženýrských činností uvedených výše): • Inspekce konstrukce za účelem rozhodnutí o místech, kde bude nutné nebo vhodné degradaci posoudit. • Odběr vzorků betonu konstrukce – jádrové vývrty, resp. práškové vzorky (s odběrem materiálu po hloubce vrtu). • Laboratorní rozbor odebraných vzorků – stanovuje se koncentrace Cla OH iontů (hodnota pH), a to v různých hloubkách od povrchu až po výztuž (tzv. chloridový profil). • Opakovaným (pro všechny vzorky) zpětným výpočtem modelu 1D – vztah (2), tj. dosazením hodnot C(x,t) získaných na odebraných vzorcích se vypočtou hodnoty CS,0. • Tyto hodnoty pak lze využít pro podrobnější analýzu rozložení koncentrace chloridů ve zkoumané konstrukci a jejich prognózu v čase, např. zmíněnou technikou celulárních automat. Určí se tak oblasti, kde je již dosažena hodnota Ccrit a kde tedy lze očekávat korozi výztuže. Tu lze pak prognózovat pomocí příslušného modelu a posoudit tak relevantní mezní stav, resp. posoudit zbytkovou životnost. Jestliže byl odebrán a laboratorním rozborům podroben dostatečný počet vzorků (v dostatečné škále vzdáleností od povrchu), je možné také získat odpovídající CS,0 extrapolací chloridových profilů na povrch [5]. Pro případy, kdy byl pomocí odebraných vzorků stanoven chloridový profil a kdy je známa povrchová koncentrace chloridů CS,0 (např. při působení mořské vody), je možné zpětným výpočtem modelu dle (2) vypočítat odpovídající hodnoty difusního součinitele betonu D a [6].

Pro popis časově závislého procesu průniku chloridů existuje několik odlišných přístupů. Velké množství modelů využívá Crankova řešení 2. Fickova zákona, který popisuje proces difúze. Toto řešení pravděpodobně poprvé aplikoval Collepardi a kol. [3] a bylo odvozeno za následujících předpokladů: beton je homogenní materiál, počáteční koncentrace chloridů v betonu je nulová, adsorpce chloridů je lineární a vliv okolních iontů je neměnný v čase. Model popisuje následující vztah: ⎡ ⎛ ⎞⎤ x ⎟⎥ , C( x, t) = CS,0 ⎢1− erf ⎜⎜ ⎟⎥ ⎢ ⎝ 2 Da t ⎠⎦ ⎣

(2)

kde C je koncentrace chloridových iontů v hloubce x pro časový úsek t (obvykle x = a, kde a je krycí vrstva), Da je difúzní koeficient, tj. veličina závislá na kvalitě a druhu betonu, obecně proměnná v čase, a CS,0 je koncentrace chloridů na povrchu betonu (lze chápat jako jakési „zatížení“). Vztah (2) popisuje průnik chloridů jen v určitém místě a jedná se tedy o 1D model. Vzhledem k tvaru zkoumané konstrukce (průřezu či prvku) a rozmístění výztuže je obvykle vhodnější 2D modelování, které umožňuje např. technika celulárních automat [4]. Vždy je však jako nutný vstupní údaj potřeba znát mj. CS,0. Tato hodnota však není běžně známa z několika důvodů: • posuzování degradace betonových konstrukcí výpočetním modelováním je zatím v praxi výjimečné; • hodnoty C S,0 se nepochybně liší s ohledem na zdroj (posypové soli a sníh/voda; aerosol v okolí solených silnic způsobený dopravou nebo větrem; koncentrace roztoků chloridů a množství pevných solí ve styku s betonem v chemických provozech), s ohledem na lokalitu (geograficky a/ nebo místo na konstrukci), u komunikací a mostů s ohledem na roční období, počasí apod. • měření povrchové koncentrace je technicky, organizačně, časově i ekonomicky náročné. Proto pro existující, degradací již postižené konstrukce je navrženo v dalším textu náhradní řešení pro stanovení povrchové koncentrace chloridů kombinací jednorázových laboratorních zkoušek a modelu 1D. 4/2010

❚


ně V–segmentů bylo neschůdné a bylo proto využito výše naznačeného postupu. Obr. 3 a 4 ilustrují stav mostu, odběr vzorků i probíhající dopravu. Ze vzorků, které byly odebrány odvrtem elektrickou vrtačkou do hloubky 0 až 10 mm, 10 až 20 mm a 20 až 30 mm, byly vylouženy vodou rozpustné chloridy. Ve výluhu byla potenciometricky stanovena hodnota pH, která informuje o koncentraci hydroxidových iontů v betonu. Dále byl stanoven obsah chloridů zákalovou metodou titrací odměrným roztokem dusičnanu rtuťnatého. Chloridy lze také stanovit jinými metodami, např. iontově selektivní elektrodou nebo iontovou chromatografií. Laboratorní vyšetřování potvrdilo předpoklad vyššího „namáhání“ solným aerosolem těch stěn V-segmentů, které byly orientovány ve směru jízdy na dálničním pruhu pod tímto mostním nosníkem (obr. 5). Stanovené hodnoty CS,0 [hm. %/hm. beton], které mohly být dále využity pro posuzování degradace (tj. v činnostech 5 až 12), jsou na obrázku 6. Byla tak posouzena řada mezních stavů mostu pro různé varianty možných postupů oprav (ve spolupráci s BOKU Wien, Autobrenerro Trento a s využitím programového systému SARA [7]); částečně o tom bylo referováno již v [8], kompletněji to bude publikováno v připravovaném článku. Ukázalo se, že při uvážlivém plánování provozu mostu a jeho údržby s včasným využitím výše zmíněných možností analýzy degradačních procesů, by bylo možno prodloužit provozování mostu bez zvýšení nákladů asi o dvacet let.

Tento výsledek byl získán v rámci činnosti projektu 1M0579 – výzkumné centrum CIDEAS.

Prof. RNDr. Pavla Rovnaníková, CSc. Ústav chemie Fakulta stavební VUT v Brně

APLIKACE

Popsaná metodika byla aplikována na příkladu mostu v severní Itálii, přecházejícího nad dálnicí. Přitom byla posuzována degradace spodní části vodorovných prvků mostu (obr. 2), způsobená vlivem solení dálnice a turbulencí aerosolu, vzniklého ze solného roztoku přejezdem automobilů, který pak působí na konstrukci mostu nad dálnicí. Přímé a dlouhodobé měření povrchové koncentrace chloridů na spodní stra-


Žižkova 17, 602 00 Brno tel.: 541 147 633 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] Text článku byl posouzen odborným lektorem.

77

VĚDA A VÝZKUM

❚


TEPLOTNÉ ZMENY A CEMENTOBETÓNOVÉ VOZOVKY ❚ TEMPERATURE CHANGES AND CONCRETE PAVEMENTS Ľudmila Bartošová

CEMENTOBETÓNOVÉ VOZOVKY A TEPLOTNÉ NAMÁHANIA

Vozovky z cementového betónu sú vystavené stále sa zvyšujúcemu zaťa-

Cementobetónové kryty vozoviek sú namáhané okrem dopravného zaťaženia aj teplotnými zmenami. Teplotné zmeny a účinok teploty sa môže rozdeliť do dvoch skupín. Do prvej skupiny sa zaraďuje namáhanie, ktoré je spôsobené rovnomerným otepľovaním alebo ochladzovaním celého prierezu dosky. V druhej skupine je namáhanie spôsobené krútením alebo deformovaním cementobetónovej dosky v dôsledku rozdielnej teploty na hornom a spodnom povrchu dosky. Namáhania v cementobetónovej doske vznikajúce buď pri rovnomernej zmene teploty, alebo pri nerovnomernej zmene teploty sa radia do prvej skupiny. Vplyv teplotného režimu, hlavne stúpanie teploty, má za následok objemové zmeny – zmenu dĺžky. Teoretický priebeh teploty na povrchu cementobetónovej dosky podľa Eisemana je zobrazený na obr. 1. Pri ustálených teplotných podmienkach je priebeh teploty približne lineárny. Pri nestacionárnych teplotných podmienkach je spád teploty zložitejší. Rovnomerná zmena teploty cementobetónového krytu spôsobuje zmeny rozmerov dosky, ktoré vyvolávajú tlakové napätia v doske. Ak sa doska nemôže pri narastaní teploty voľne deformovať, vznikne v nej tlaková sila N a tlakové napätie σN. Teoreticky sa môžu vypočítať zo vzťahov (1) a (2). Ich veľkosť závisí od veľkosti zmeny teploty Ar,n (Ad,n), príp. označenie ΔT, od súčiniteľa teplotnej rozťažnosti αT, od modulu pretvárnosti cementového betónu ET a od hrúbky dosky hB.

ženiu, ako dopravnému, tak aj teplotnému namáhaniu. Zmeny klimatických podmienok, výrazné teploty vzduchu a teploty na povrchu vozoviek úzko súvisia s teplotným režimom vozoviek. Cementobetónové vozovky sú charakteristické tým, že citlivo reagujú na tieto teploty a vznikajú posuny dosiek, prípadne napätia od teplotného spádu. Podmienky uloženia a spolupôsobenia môžu mať za následok vznik porúch. Meranie teplôt a posunov na doskách z cementového betónu a získané výstupy sú prezentované v tomto článku. ❚ The cement concrete pavements are exposed to the increasing load and transport as well as thermal stress. Climate change, significant temperature and road surface temperatures are closely related to the temperature regime of roads. Concrete pavements are characterized by the fact that they are also sensitive to temperature and resulting shifts boards or voltage from the temperature gradient. Conditions of storage and interaction may result in failures. Temperature and displacement of the cement concrete slabs outcomes obtained are presented in this article.

Teplotné zmeny za posledné obdobie majú významný vplyv na správanie sa inžinierskych konštrukcií, tzn. aj na konštrukcie vozoviek. Veľké teplotné zmeny – teplotné rozdiely vyvolávajú v doskách z cementového betónu objemové zmeny, ktoré spôsobujú nárast napätí v doskách, ako aj ich posuny. V cementobetónových vozovkách vplyvom týchto zmien dochádza k poruchám, ktoré nie sú žiaduce ako z hľadiska prevádzkovej spôsobilosti, tak z hľadiska prevádzkovej výkonnosti. Na základe teplotných rozdielov, ktoré sme zažívali v posledných rokoch, vznikla požiadavka na sledovanie teploty vzduchu a dosiek, ako aj na sledovanie posunov cementobetónových dosiek a ich zhodnotenie.

N = ΔT αT ET hB

(1)

σN = ET αT Ar,n(d,n) príp. σN = ΔT αT ET

(2)

1a

Obr. 1 Priebeh teploty pri otepľovaní na povrchu dosky, a) lineárny priebeh teploty, b) priebeh teploty – krivka, 1 – rovnomerné otepľovanie, 2 – nerovnomerná zmena teploty s lineárnym priebehom, 3 – nerovnomerné zmeny teploty s nelineárnym priebehom ❚ Fig. 1 Temperature distribution during the warming of the slab surface, a) linear distribution of the temperature, b) non-linear distribution of the temperature Obr. 2 Teplotné spády a príslušná tvarová zmena, a) kladný teplotný spád a príslušná zmena tvaru dosky, b) záporný teplotný spád a príslušná zmena tvaru dosky ❚ Fig. 2 Temperature gradient and the shape change, a) a positive temperature gradient and change the shape of slabs, b) a negative temperature gradient and change the shape of slabs

1b

2a

Obr. 3 Maximálna teplota povrchu vozovky v letnom období ❚ Fig. 3 The maximum pavement surface temperature in summer period Obr. 4 Maximálna teplota povrchu vozovky v zimnom období ❚ Fig. 4 The maximum pavement surface temperature in winter period Obr. 5 Maximálna teplota vzduchu, povrchu dosky a v doske v hĺbke 100 mm v mesiaci júl ❚ Fig. 5 The maximum air temperature, on the surface of the slab and in the slab at a depth of 10 cm in July

2b

Obr. 6 Priebeh teploty na povrchu cementobetónovej dosky v mesiaci júl v troch časových intervaloch a porovnanie s maximálnou hodnotou ❚ Fig. 6 Course of temperature on the surface of the cement concrete slab in July in three intervals and a comparison with the maximum value

78


❚

4/2010

❚

VĚDA A VÝZKUM

Zmena dĺžky dosky Δl je úmerná zmene teploty ΔT, rozmerom dosky L a súčiniteľovi teplotnej rozťažnosti αT, vypočíta sa podľa vzťahu (3) Δl = ΔT αT L .

cementobetónových doskách, ktoré sú súčasťou pohybových plôch letiska v minulom období. MERANIE TEPLOTY

(3)

Vzhľadom na celkové zmeny klimatických podmienok v poslednom období začali sa v posledných rokoch robiť podrobnejšie kontrolné merania teplôt priamo na cementobetónových doskách. Pomocou špeciálnych meracích prístrojov sa zaznamenávala počas celého dňa teplota v pravidelných intervaloch. Merala sa teplota vzduchu, teplota povrchu vozovky a teplota dosky v hĺbke 100 mm. Okrem toho sa zisťovala hodnota maximálnej a minimálnej teploty z každého záznamu. Zo sledovaného obdobia v letnom období boli kritické tri mesiace jún až august. V tomto období sa vyhodnotili maximálne teploty povrchu vozovky. Zistilo sa, že teplota na povrchu vozovky vystúpila nad 50 °C v mesiaci máj dvakrát, v mesiaci jún 5 krát, v mesiaci júl až 10 krát (obr. 3). Priemerné maximálne denné teploty povrchu vozovky sa pohybovali v hodnotách cca 40 °C, konkrétnejšie – mesiac jún 45,1 °C, mesiac júl 44,7 °C a mesiac august 41,7 °C. Na základe zaznamenaných teplôt sa vyhodnotili maximálne teploty povrchu vozovky v zimnom období, a to v mesiaci december, január a február (obr. 4). Najnižšia teplota povrchu vozovky bola zaznamenaná v mesiaci január, a to -3,8 °C. V sledovanom zimnom období bol priemer maximálnych denných teplôt povrchu vozovky v mesiaci december 3,2 °C, v mesiaci január 5,8 °C a v mesiaci február 11,8 °C. Meranie teploty na cementobetónových vozovkách sa robilo pre možnosť konfrontácie vplyvu zmeny vonkajšej teploty na dilatácie a posuny dosiek. Pre mesiac s najväčším počtom dní s teplotou nad 50 °C – mesiac júl sa namerané hodnoty teploty vzduchu, teploty povrchu vozovky a teploty dosky v hĺbke 100 mm graficky spracovali (obr. 5). Z uvedeného grafu vidieť, že najvyššie teploty boli namerané na povrchu vozovky.

Tlakové napätia dosahujú veľké hodnoty, ak sa doska nemôže pri narastaní teploty voľne deformovať. Tento prípad môže nastať najmä v ročnom cykle v letnom období a pri zaplnení škár, dôsledok je vznik porúch pri hranách škár. Na veľkosť napätí má významný vplyv najmä extrém rozdielu teploty horného a dolného povrchu – tzv. teplotný spád. Teplotný spád je vlastne zmena teploty na jednotku hrúbky dosky [ºC/mm]. Teplotný spád v doske z cementového betónu spôsobuje jej deformovanie, pri kladnom teplotnom spáde má doska vypuklý tvar, pri zápornom spáde je to tvar vydutý (obr. 2). Zmeny priemernej teploty dosky v dennom (prípadne v ročnom) režime spôsobujú v cementobetónových doskách vznik napätí, ak sa doska pri teplotnom zaťažení nemôže deformovať. Na výpočet napätí v ťahu pri ohybe, ktoré sú spôsobené rozdielom teploty na hornom a spodnom povrchu dosák, je viacero metód. Vychádzajú zo základného predpokladu, že teplotný spád je konštantný po hrúbke dosky a napätie dosky pri „šuverení“ je spôsobené ohybom a krútením. Za predpokladu, že nekonečne veľká doska je celou plochou prilepená k podkladu, t. j. že priehyb a krivosť v smere osi z sú nulové, potom pre napätie platí vzťah (4) σx = σy = −

6M x h

2

=−

6M y h

=

2

E αΔT . 2(1− μ )

(4)

C H O VA N I E C B D O S I E K P R I R Ô Z N Y C H T E P L O TÁ C H

Vplyv teploty na chovanie sa cementobetónových dosiek počas dňa, prípadne počas roka bol sledovaný na vybraných júl

august

48,8 48,5 50,4

40

vzduch (Ta)

doska – 10 cm (Tg)

povrch (Ts)

60 50 Max. teplota v ºC

Max. teplota v ºC

50

jún

22,2 30,8 36,2 42,4 49,1 41,2 33,0 39,7 32,0 37,8 50,6 51,5 50,7 55,7 55,8 56,0 56,0 54,8 47,5 50,4 40,2 40,7 49,0 47,7 47,9 42,4 37,2 39,9

máj 60


30 20

40 30 20 10

10

51,5 50,7 55,7 55,8 56,0 56,0

31.

29.

27.

25.

23.

21.

19.

17.

15.

13.

11.

9.

7.

5.

3.

1.

5

31.

28.

40,2

30 20

22,2

Teplota v ºC

40

10

25.

50,4

22.

19.

16.

13.

10.

39,9

15

49,0

50

50,6

február

42,4

január

50,4

december

48,8

60

20 Max. teplota v ºC

Deň v mesiaci

5

25

0

7.

31.

29.

27.

25.

23.

21.

19.

17.

15.

13.

11.

9.

7.

5.

3.

1.

Deň v mesiaci

3

4.

1.

0

0

10

7:00

14:00

21:00

max.

-5

4

4/2010

6

❚


Deň v mesiaci

79

31.

29.

27.

25.

23.

21.

19.

17.

15.

13.

11.

9.

7.

5.

1.

Deň v mesiaci

3.

0

-10

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH Obr. 7 Označenie dvojice bodov a osadenie terčíka ❚ Fig. 7 Identification of pairs of points and installation of disc Obr. 8 Príložný tenzometer a príklad odčítavania ❚ Fig. 8 Tin strain gauge and an example of reading Obr. 9 Ukážka porúch pri škárach cementobetónových dosiek v dôsledku teplotného namáhania ❚ Fig. 9 Example of defects in cement concrete slabs due to temperature stress Obr. 10 Ukážka z realizácie opravy na hrane dosky ❚ Fig. 10 Example of execution of repairs on the edge of a slab

7a

Obr. 11 Pohľad na opravenú hranu ❚ Fig. 11 View of the repaired edge

7b

8a

Literatúra: [1] Rondoš Ľ., Kaun M.: Letiská. Alfa Bratislava 1990 [2] Grančič A a kol.: Navrhovanie a výstavba vozoviek z cementového betónu, Alfa Bratislava 1981 [3] Eisenmann J.: Betonfahrbahnen. Berlín: Ernst&Sohn, 1979, 303 s. [4] Bartošová Ľ.: Namáhanie letiskových vozoviek vplyvom teplotných zmien, Zb. XIII. Seminára Ivana Poliačka [5] Hodáková D.: Teplotné zmeny a správanie sa cementobetónových vozoviek, Dipl. práca, STU SVF Katedra dopravných stavieb, Bratislava 2009

8b

Na základe zistených priemerných hodnôt maximálnych teplôt na povrchu dosky, vo vzduchu a v doske, pri ich vzájomnom porovnaní môžeme konštatovať, že hodnoty teplôt v doske v hĺbke 100 mm pod povrchom sú nižšie cca o 18,2 %, teplota vzduchu je nižšia až o 38,8 % ako teplota povrchu vozovky. Pri riešení problému teplotného režimu vozovky sú dôležité údaje v priebehu dňa, z toho dôvodu sa zisťovala zo záznamu teplota v nasledovných hodinách (7 h ráno, 14 h poobede a 21 h večer). Pre mesiac júl, v ktorom prekročila maximálna teplota povrchu vozovky hodnotu 50 °C až 11-krát, je spracovaný priebeh teplôt v uvedených hodinách (obr. 6). M E R A N I E H O R I Z O N TÁ L N Y C H P O S U N O V D O S I E K

Teploty v letných mesiacoch – plusové teploty významne vplývajú na objemové zmeny v doske cementobetónovej vozovky, a tým aj ku vzniku porúch, ktoré súvisia s objemovými zmenami. Poruchy súvisiace s týmto javom sú na obr. 9. Teplotné zmeny a s tým súvisiace poruchy boli podnetom na sledovanie pohybov dosiek v horizontálnom smere, s možnosťou porovnania s teoretickým výpočtom. Merania sa robili na základe stanovenej metodiky, ktorá pozostávala z výberu miesta merania horizontálnych posunov dosky, z výberu potrebného prístroja na meranie horizontálnych posunov a zisťovania rozovretia (uzatvorenia) škár dosky. Vybrané boli tri konkrétne miesta, na ktorých sa zadefinovali štyri dvojice bodov pre meranie horizontálnych posunov dosky. Spolu sa zadefinovalo 24 bodov, na označených miestach sa osadili terčíky (obr. 7). Pre meranie vodorovných posunov dosiek resp. rozovieranie škár bol vybratý ako merací prístroj príložný tenzometer (obr. 8). Príložný tenzometer je prístroj na meranie rozťažnosti látok a konštrukcií. Príklad odčítavania na stupnici – kladná hodnota – plus 0,31. 80

VYHODNOTENIE MERANÍ POSUNU DOSIEK

Na základe údajov získaných z meraní posunov dosiek v priebehu dvoch rokov je možné konštatovať, že na sledovaných miestach boli namerané nasledovné hodnoty: 1) na prvom mieste sa zaznamenali posuny na škáre v rozpätí od – 0,9 do + 3,37 mm. Vodorovný posun s hodnotou – 0,9 mm (stiahnutie škáry) bolo namerané v zimnom období pri teplote vzduchu + 3,1 °C, pri teplote na povrchu dosky + 3,9 °C a pri teplote -1,3 °C v doske v hĺbke 100 mm. Maximálny vodorovný posun s hodnotou +3,37 mm (rozovretie škáry) bolo namerané v letnom období pri teplote vzduchu +27,9 °C, pri teplote na povrchu dosky +48 °C a pri teplote +39,8 °C v doske v hĺbke 100 mm, 2) na druhom mieste boli zaznamenané posuny na škáre v rozpätí od -1,8 do 2,86 mm. Rozovretie škáry s hodnotou -1,8 mm bolo zaznamenané pri teplote vzduchu -2 °C, pri teplote na povrchu dosky +1,6 °C a pri teplote -2,1 °C v hĺbke dosky 100 mm. Maximálna hodnota rozovretia škáry +2,86 mm bola nameraná pri teplote vzduchu +27,9 °C, pri teplote na povrchu dosky +48 °C a teplote 39,8 °C v hĺbke 100 mm, 3) na treťom mieste boli zaznamenané posuny na škáre v rozpätí -1,46 do 2 mm. Rozovretie škáry s hodnotou -1,46 mm bolo zaznamenané pri teplote vzduchu 3,1 °C, pri teplote na povrchu dosky 3,9 °C a pri teplote -1,3 °C v doske v hĺbke 100 mm. Maximálna hodnota rozovretia škáry +2 mm bola nameraná pri teplote vzduchu +21 °C, pri teplote na povrchu dosky +39,7 °C a pri teplote 30,4 °C v hĺbke 100 mm. P O R O V N A N I E S T E O R E T I C K Ý M I H O D N O TA M I

Na základe teoretického výpočtu podľa vzťahu (3) sa pre namerané teploty na povrchu dosky a v hĺbke 100 mm urobili


❚

4/2010

VĚDA A VÝZKUM

9a

9b

10

10b

11

❚


škárach v dôsledku veľkých teplotných rozdielov vzduchu a dosiek, sú na obr. 9. Takéto poruchy na hranách dosiek sú veľmi nebezpečné z hľadiska prevádzkovej spôsobilosti. Vyžiadali si nevyhnutné opravy, ktoré sa realizovali vo veľmi krátkom čase. Ukážka realizácie opravy a pohľad na opravenú hranu je na obr. 10 a 11. Z ÁV E R

výpočty vodorovného posunu Δl za predpokladu lineárneho priebehu teplotného spádu. Pre prvý merací úsek, kde boli namerané maximálne vodorovné rozovretia na škáre +3,37 mm, sa teoretickým výpočtom pre namerané teploty stanovil posun na škáre 3,58 mm. Obdobne sa na všetkých hodnotených miestach a pre namerané teploty vypočítali teoreticky posuny na škárach, pri ktorých sa zistili veľmi malé rozdiely so skutočne nameranými hodnotami posunov.

Zmena klimatických podmienok v našich zemepisných šírkach mala za následok vznik porúch, ktoré sa spájajú s týmito teplotami. Sledovanie teplôt vo vzduchu, na povrchu vozovky, ako aj v hĺbke 100 mm bolo podkladom pre porovnanie a zhodnotenie vodorovných posunov cementobetónových dosiek. Na základe niekoľkomesačných meraní sa môže konštatovať, že meniace sa klimatické podmienky a extrémne teploty v letnom období sa výraznou mierou podieľajú na vzniku porúch na hranách dosiek. Tieto poruchy sa z hľadiska zachovania prevádzkovej spôsobilosti museli vo veľmi krátkom čase opraviť. Pri návrhu kvalitnej technológie opráv bolo potrebné zohľadňovať aj otázky ekonomické, hľadali sa technológie vhodné z hľadiska energetického a v nie poslednej rade boli rozhodujuce aj pohľady a hodnotenia z hľadiska environmentálneho.

PORUCHY NA CEMENTOBETÓNOVÝCH DOSKÁCH Z DÔVODU TEPLOTNÉHO NAMÁHANIA

Príspevok bol spracovaný v rámci vedeckého projektu VEGA č.1/0401/10

Pôsobenie tlakového namáhania po celej ploche prierezu dosky nie je tak nebezpečné ako prípad, že pôsobí koncentrovane do určitého miesta alebo na malej ploche (na plochu malého kamienka, pri nesprávne urobenej dilatačnej škáre a pod.) prichádza k porušeniu dosky pri škáre, ktoré sú veľmi nebezpečné z hľadiska prevádzkovej spoľahlivosti. Poruchy na hranách dosiek sa objavili práve v čase extrémnych teplôt. Ukážky takýchto porúch, ktoré vznikli pri

komunikácie a dopravné plochy“ riešeného na Katedre dopravných stavieb

4/2010

❚

„Energeticky, ekonomicky úsporné a environmentálne únosné pozemné Stavebnej fakulty STU v Bratislave. Doc. Ing. Ľudmila Bartošová, PhD. Katedra dopravných stavieb, Stavebná fakulta Slovenská technická univerzita v Bratislave Radlinského 11, 813 68 Bratislava tel.: +421 259 274 355, e-mail: [email protected]


81

VĚDA A VÝZKUM

❚


SLEDOVÁNÍ MOSTU Z VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU ❚ MONITORING OF BRIDGE FROM HIGH-STRENGTH CONCRETE Miloš Zich

Terzijského uveřejněný v tomto čísle časopisu (str. 34 až 43, pozn. red.).

Příspěvek představuje výsledky dlouhodobého sledování konstrukce mostu na dálnici D1 přes

V Y B AV E N Í M Ě Ř I C K Ý M Z A Ř Í Z E N Í

polní cestu a potok Runza u Ivanovic na Hané,

Během výstavby mostu byly do konstrukce v rámci grantového projektu [3] osazeny celkem čtyři strunové tenzometry od firmy Gage Technique pro měření poměrného přetvoření betonu (ozn. N2 a N4, obr. 3 a 4). Tenzometry byly osazeny do středních dílů nosníků. Další dva tenzometry byly osazeny při betonáži horní desky (ozn. D2 a D4,

jehož nosná konstrukce je tvořena prostým polem délky 34,8 m z dodatečně předpínaných prefabrikovaných nosníků z vysokopevnostního betonu, spřažených s monolitickou deskou.

❚ The paper presents results of

a long-term monitoring of a highway bridge near Ivanovice on Haná. The bridge is a simply supported composite structure with precast

obr. 3 a 5). V hotové konstrukci jsou čidla osazena v polovině rozpětí mostu. Vždy jsou fixována k betonářské výztuži pomocí vázacího drátu, kabelové vedení od tenzometrů je svedeno k opěře, kde je možnost zapojení měřící záznamové ústředny Datataker DT650. Pro dlouhodobé zaznamenávání deformací mostní konstrukce byla navržena geodetická sledování. U nosníků č. 2, 4 a 9 levého mostu jsou sledovány průhyby v polovině rozpětí v místním výškovém systému, přičemž me-

beams (span 34,8 m) made of high strength concrete and cast in situ slab.

1

STRUČNÝ POPIS MOSTU

Most byl realizován v rámci výstavby dálnice D1 Vyškov–Mořice v letech 2004 až 2005. Trasa dálnice zde prochází přes údolí potoka Runzy po násypu výšky 14 m. Nosná konstrukce je tvořena z prefabrikovaných 1,5 m vysokých nosníků spřažených s monolitickou deskou tloušťky 0,22 m (obr. 1). V příčném směru jsou nosníky rozmístěny osově po 1,8 m (obr. 2). Levý a pravý most je tvořen celkem třinácti nosníky, každý nosník se skládá ze tří dílů sepnutých v jeden celek. Nosníky 1, 3 ~ 13 LM a 1 ~ 13 PM jsou vyrobeny z betonu třídy C60/75, nosník 2 LM byl experimentálně zhotoven z betonu C90/105, spřažená železobetonová deska, příčníky a parapety z C55/67. Podélné předpětí nosníků je navrženo z 3+1 kabelů (A-D, 13 ∅ Ls 15,7 – 1800 ~ 1860 MPa), vedených v ocelových trubkách Hydra DN 80 mm, kabely jsou napínány oboustranně z rozšířených čel. Předpínání nosníků bylo prováděno ve dvou fázích. V první fázi se postupně předepnuly tři kabely. Od prvního kabelu došlo k posunu krajních dílů nosníků a vytlačení lepícího tmele ze spár a dále postupným napínáním dvou kabelů došlo k nazdvednutí nosníků z montážní skruže. Následovala montáž bednění a betonáž spřažených desek. Ve druhé fázi byl předepnut zbývající kabel. Nad nosníky je proveden cca 4,5 m vysoký násyp tvořený vrstvami Liaporu, expandovaného polystyrenu (EPS), štěrku, nosné a ložné vrstvy vozovky, ohumusování zeminou apod. Podrobněji se o konstrukci mostu zmiňuje např. [1], [2] a použitým vysokopevnostním betonem se zabývá článek 82

2

3


❚

4/2010

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH Obr. 1 Podélný řez mostem ❚ Fig. 1 Longitudinal section Obr. 2

Příčný řez

❚

Fig. 2

Cross section

Obr. 3 Umístění strunových tenzometrů – příčný řez mostem ❚ Fig. 3 Position of the strain gauges – cross section of the bridge Obr. 4 Umístění tenzometrů v nosníku ❚ Fig. 4 Position of the strain gauges in the girder Obr. 5 Umístění tenzometru ve spřažené desce ❚ Fig. 5 Position of the strain gauge in the composite slab Obr. 6 Uložení nosníků na montážních podporách ❚ Fig. 6 Bearing of the girders on the mounting supports Obr. 7 Provádění vrstev násypů Fig. 7 Embankments bedding 4

5

6

❚

Obr. 8 Schéma výpočtového modelu ❚ Fig. 8 Scheme of the calculation model

todou technické nivelace jsou zaměřeny měřické značky osazené na obou koncích nosníků v blízkosti osy uložení a v polovině rozpětí. Měřické značky jsou spolehlivě připevněny k nosníkům tak, aby byla zajištěna kontinuita měření. Geodetické měření je prováděno s přesností ± 1 mm firmou Geocentrum, spol. s r. o., Olomouc. Provedená sledování Od betonáže prefabrikovaných nosníků dne 19. února 2004 do konce roku 2009 se uskutečnilo celkem dvacet dva měření poměrného přetvoření a třináct geodetických měření průhybů nosníků. První měření se uskutečnila ve výrobně prefabrikátů, další měření již probíhala přímo na stavbě. Současně s měřením poměrného přetvoření jsou ve stejných místech prováděna i měření teploty betonu. Sledování je prováděno již od počátku výroby nosné konstrukce mostu, přes všechna montážní stadia, práce na násypech (obr. 6), po dokončení mostu (říjen 2005, obr. 7) a následně během jeho provozu. Byla získána data o skutečném průběhu výstavby mostu, časový postup výstavby, vnesené zatížení (objemové hmotnosti vrstev vozovky, Liaporu) apod., nutná pro upřesněnou časovou analýzu.

7

Č A S O VÁ A N A LÝ Z A M O S T U

Popis výpočtového modelu Pro ověření reálného chování mostu byly z příčného řezu mostu vybrány tři nosníky se spřaženou deskou šířky 1,8 m, jedná se o nosníky LM2, LM4 a LM9 (LM – levý most, nosníky jsou číslovány zleva, jsou různě zatížené a z rozdílných betonů). Pro každý nosník byl v programu TDA [4] vytvořen samostatný výpočto-

8

4/2010

❚


83

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH ❚

Obr. 9 Schéma výpočtového modelu calculation model

Fig. 9

Scheme of the

9

Obr. 10 Relativní průhyb středu nosníku LM2 deflection of the LM2 girder centre

❚

Fig. 10

Relative

Obr. 11 Relativní průhyb středu nosníku LM4 deflection of the LM4 girder centre

❚

Fig. 11

Relative

vý model (obr. 8). Při tvorbě modelu byla maximální snaha o využití získaných informací z průběhu monitorování stavby. Jedná se tedy o upřesněný výpočtový model. Ve výpočtovém modelu představují nosník a deska samostatné konečné prvky na excentricitě vzhledem k referenční ose umístěné v těžišti průřezu. Další konečné prvky představují jednotlivé předpínací kabely (4x, A – D), je tak respektována skutečná trasa předpínacích kabelů. Ztráty předpětí jsou uvažovány dle projektovaného stavu. Součinitel tření je uvažován v oblouku hodnotou 0,25 a v přímé části 0,003. Pokluz je zadán hodnotou 8 mm, kotevní napětí hodnotou 1 390 MPa s podržením napětí při napínaní po dobu 180 s. Modul pružnosti lan je uvažován 195 GPa. Kabely jsou napínány ve dvou fázích. Působení betonářské výztuže není ve výpočtu uvažováno. Segmenty byly po ukončení výroby Tab. 1

❚

Objemové tíhy betonu (dle [2])

uloženy na skládce a následně na provizorních montážních podporách, takže tvoří samostatné prosté nosníky. Po jejich sepnutí kabely první fáze dojde k zvednutí nosníků a k odstranění montážních podpor. Dále již most působí jako prostý nosník na definitivní rozpětí. Zatížení mostu Objemové tíhy betonů jsou převzaty z [2]. K tíze betonu je připočtena tíha betonářské výztuže (tab. 1). Tíhu předpínací výztuže zahrnuje výpočet v programu automaticky, dle plochy výztuže 3 a objemové tíhy (7 850 kg/m ). Na konstrukci působí ostatní stálé zatížení ve formě vrstev násypů, polystyrenu a vozovkových vrstev. Zatížení bylo stanoveno na základě objemových hmotností naměřených dodavatelem stavby. Nosníky na okraji příčného řezu (LM2-LM4) jsou výrazně více zatíženy stálým zatížením (je zde větší tíha násypů) než vnitřní nosníky (lehké

Tab. 1

Parametr Objemová tíha betonu [kg/m3] 3 Vyztužení betonářskou výztuží [kg/m ] Uvažovaná objemová tíha nosníku a desky 3 ve výpočtu včetně tíhy betonářské výztuže [kg/m ]

Specific weights of concrete (according to [2])

C55/67 – deska 2 570 190

C60/75 – nosník 2 600 200

C90/105 – nosník 2 550 200

2 760

2 800

2 750

Tab. 2 Rovnoměrné ostatní stálé zatížení na sledovaných nosnících [kN/m] ❚ Tab. 2 Other uniform dead loads on the monitored beams (kN/m)

Nosník 150 dní – Liapor 240 dní – 1. část polystyrenu 365 dní – 2. část polystyrenů a násypu 500 dní – vrstvy pod vozovkou (mimo ABVH, AKM) 600 dní – zbývající vrstvy vozovky Celkem [kN/m] Tab. 3

Parametry použitých betonů

❚

Tab. 3

Parametr Prům. krychl. pevnost v tlaku po 28 dnech [MPa] Pevnost v tahu ohybem po 28 dnech [MPa] Statický modul pružnosti po 28 dnech Ecm [MPa] Vypočtená charakteristická pevnost v tlaku fck [MPa] Vypočtená střední pevnost betonu v tahu fctm [MPa] 84

LM2 3,3 14,91 27,01 1,2 1,46 47,87

LM4 4,18 7,9 33,59 2,72 3,46 51,85

LM9 4,61 2 19,07 12,36 9,99 48,03

Characteristics of used concretes

C55/67 93 10,1 43 300 73 4,7

C60/75 101 8,7 46 850 80 4,8

C90/105 120,7 45 500 97 5,2

polystyrénové vrstvy). Přes monolitickou spřaženou desku dochází ke spolupůsobení jednotlivých nosníků tak, že část zatížení z krajních nosníků je přenášena i vnitřními nosníky. Roznos ostatního stálého zatížení byl proto ověřen na prostorovém výpočetním modelu programu Nexis 32, který tvořily deskostěnové prvky spřažené desky a pruty nosníků zadané s excentricitou vzhledem k hornímu povrchu nosníku (obr. 9). Na základě výsledků této analýzy (normálového napětí v tažených vláknech nosníků) je v daných časech výstavby stanoveno odpovídající zatížení na jeden nosník a toto zatížení je poté použito v prutových modelech pro časovou analýzu (tab. 2). Reologický model Časový postup výstavby mostu zohledňuje skutečný postup výstavby. Aplikace ostatního stálého zatížení byla sdružena do lokálních časů (tab. 2). Jako montážní zatížení je uvažován účinek od bednění spřažené desky, které je uloženo na nosnících. Tíha bedně2 ní byla uvažována 0,5 kN/m (na jeden nosník 0,9 kN/m). Bednění je vloženo v čase 108 dní současně s armokošem spřažené desky (0,75 kN/m). Odstranění bednění z nosníků je uvažováno v čase 150 dní. Pro výpočet smršťování a dotvarování byl použit reologický model dle EC2. Uvažované parametry sečnového modulu pružnosti Ecm jsou uvedeny v tab. 3 a jsou převzaté z [2]. Průměrné krychelné pevnosti betonu byly přepočteny na průměrné válcové pevnosti fcm pomocí součinitele 1,15. Charakteristická pevnost je poté získána jako fck = fcm – 8 (tab. 3). Ošetřování betonu nosníku i desky je uvažováno po dobu pěti dnů (po tuto dobu nedochází ke smršťování). Náhradní tloušťka průřezu je v modelu EC2 definována vztahem: ho = 2Ac/u , kde Ac je plocha průřezu a u je obvod


❚

4/2010

❚

VĚDA A VÝZKUM

-20

-20

0

0


výpočet EC2

výpočet EC2 geodetické měření

40 60

27.10.2005 - dokončení mostu

80

16.11.2006

100

20

relativní průhyb [mm]

relativní průhyb [mm]

20

geodetické měření

31.5.2005 40 60 27.10.2005 - dokončení mostu 80

16.11.2006

100

120

120 1

10

100

1000

čas [dny] od napnutí kabelů (1.fáze)

10

průřezu, na kterém může docházet k vysychání. Náhradní tloušťka je stanovená samostatně pro desku a samostatně pro nosník. Na mostě byla po betonáži mostu položena hydroizolace. Předpokládáme proto, že přes tuto izolaci nemůže docházet k vysychání a délka obvodu pro vysychání se tak zkrátí. V období před položením hydroizolace docházelo k vysychání i přes horní povrch desky. Zohlednění této změny náhradní tloušťky průřezu v důsledku položení hydroizolace však není v programu možné. Byly uvažovány následující hodnoty udeska = 1,54 m, unosník = 3,571 m, ho,deska = 0,514 m, ho,nosník = 0,249 m. Parametr typu cementu s byl uvažován pro rychle tuhnoucí vysokopevnostní cement hodnotou s = 0,2. Ve všech časových intervalech byla uvažována vlhkost vzduchu 70 %. Celkem byly vytvořeny tři samostatné prutové modely pro nosníky LM2, LM4 a LM9. Modely mají stejnou časovou osu, stejný reologický model, odlišují se hodnotou ostatního stálého zatížení a samozřejmě typem betonu pro jednotlivé nosníky. Výsledky výpočtu a srovnání s naměřenými veličinami V tab. 4 je porovnáván průhyb nosníků uprostřed rozpětí a normálové napětí v krajních vláknech. Největší celkový průhyb je dosažen v čase 100 let na nosníku LM4, tento nosník je také nejvíce zatížen zemními násypy. Naopak nejmenší průhyby jsou na nosníku LM9 uvnitř příčného řezu mostu. Maximálního normálového tlakového napětí je dosaženo v dolních vláknech vždy při napínání kabelů (31,9 až 32,2 MPa v 1. fázi napínání a 30,2 až 31,4 MPa ve 2. fázi napínání). Po aplikaci veškerého stálého zatížení zůstává průřez v polovině rozpětí u všech nosníků po celé výšce tlačen. V čase 100 let vzniká ve spodních vláknech nosníku LM4 mírné tahové namáhání, zatím4/2010

10000

❚

100000

1

10

11

co u ostatních nosníků zůstává průřez v celé výšce namáhán tlakem. V tab. 5 je porovnávána „okamžitá“ odezva nosníku na zatížení vlastní tíhou a zatížení předpětím od napínání kabelů 2. fáze. Vyhodnocovány jsou vždy rozdíly průhybů před aplikací zatížení a po jeho aplikaci. Je zde patrná velmi dobrá shoda naměřených a vypočtených hodnot. Dobrá shoda je zejména u zatížení předpětím (max. rozdíl 4 %). Pro zatížení vlastní tíhou je rozdíl větší, cca 17 až 26 %. Větší rozdíl je způsoben nemožností zohlednit nerovnoměrnou teplotu horního a dolního povrchu betonu. Z důvodu finančních možností bylo instalováno jen omezené množství teplotních čidel, a tak nebylo možné stanovit teplotní gradient před zabetonováním čidel (čidlo v horní desce měří teplotu vzduchu) a následně provést korekci průhybů. Těsně po zabetonování desky jsou též průhyby ovlivněny vývinem hydratačního tepla. Průhyby v dalších časech (od napínání kabelů apod.) jsou již korigovány

100

1000

100000

o vliv nerovnoměrné teploty na základě stanovené křivosti z rozdílu teplot v desce a nosníku. Dlouhodobé průhyby nosníků jsou uvedeny na obr. 10 a 11. Jedná se o relativní průhyby vynášené od času napnutí kabelů první fáze, tj. od času, kdy byly nosníky uloženy v definitivní poloze. I zde je patrná velmi dobrá shoda naměřených a vypočtených hodnot relativních průhybů, zejména u nosníku LM4. V počátečních stadiích jsou naměřené hodnoty průhybů oproti vypočteným hodnotám posunuty ve svislém směru dolů. Tato nepřesnost je způsobena zejména neznalostí zcela přesného zatížení v montážních stadiích, jako jsou různá montážní zařízení na mostě. Též hodnota zatížení od násypů v době měření je stanovena s jistou nepřesností, neboť nebyla známa míra zhutnění a objemová tíha násypů a případně jejich nasycení vodou. Na obr. 12 až 15 jsou uvedeny průběhy poměrného přetvoření ve spřažené des-

Tab. 4 Srovnání průhybů a normálového napětí v polovině rozpětí the deflextion and normal stress in the middle of span

Nosník celkový průhyb v čase 100 let [mm] napnutí kabelů 1. fáze [MPa] dolní vlákna nosníku betonáž desky [MPa] dolní vlákna nosníku horní vlákna nosníku napnutí kabelů 2. fáze [MPa] dolní vlákna nosníku horní vlákna nosníku ostatní stálé – 300 dní [MPa] dolní vlákna nosníku horní vlákna nosníku 100 let [MPa] dolní vlákna nosníku

10000

čas [dny] od napnutí kabelů (1.fáze)

LM2 -41,1 -32,2 -18,0 -11,5 -31,4 -21,5 -3,6 -23,9 -1,7

❚

Tab. 4

LM4 -45,8 -31,9 -17,7 -12,7 -30,2 -22,5 -1,3 -23,9 0,2

Comparision of

LM9 -29,3 -31,9 -17,6 -12,6 -30,2 -20,9 -4,3 -21,3 -2,9

Tab. 5 Srovnání změn průhybů od betonáže spřažené desky a od napnutí kabelů 2. fáze ❚ Tab. 5 Comparision of the changes of deflextion caused by cast in situ slab and by strain of 2. stage tendons

Nosník LM2 LM4 LM9

vliv betonáže spřažené desky vliv napnutí kabelů 2. fáze vliv betonáže spřažené desky vliv napnutí kabelů 2. fáze vliv betonáže spřažené desky vliv napnutí kabelů 2. fáze


Průhyb [mm] – výpočet 40,6 -24,5 39,6 -24,1 39,7 -24,2

Průhyb [mm] – měření 47,5 -25,1 48,5 -25 50 -24,5

Poměr 1,17 1,02 1,23 1,04 1,26 1,01

85

VĚDA A VÝZKUM

❚


200

-700 -600 poměrné přetvoření [Nm/m]

poměrné přetvoření [Nm/m]

100 -500 -400 -300

výpočet měření

-200 -100

-100

výpočet EC2 měření

-200

-300

0 100

-400 0

500

1500

1000

0

2000

čas [dny] od 21.6.2004 (před napnutím kabelů 2.fáze)

12

-700

300

-600

200

-500 -400 -300

výpočet měření

-200 -100

500

1000

1500

2000


13



0

100 0 výpočet EC2

-100

měření

-200 -300

0 100

-400 0

500

1000

1500

2000


14

Obr. 12 Poměrné přetvoření – čidlo D2 ❚ Fig. 12 Unit strain – sensor D2 Obr. 13 Poměrné přetvoření – čidlo N2 Fig. 13 Unit strain – sensor N2

❚

Obr. 14 Poměrné přetvoření – čidlo D4 ❚ Fig. 14 Unit strain – sensor D4 Obr. 15 Poměrné přetvoření – čidlo N4 Fig. 15 Unit strain – sensor N4

❚

ce a v prefabrikovaném nosníku, hodnoty jsou porovnány s údaji naměřenými pomocí strunových tenzometrů. Hodnoty jsou udávány od času napnutí kabelů 2. fáze. Naměřené hodnoty přetvoření v nosnících N2 a N4 se po dokončení výstavby mostu ustálily na konstantní hodnotě cca 100 μm/m, v čase nerostou obdobně jako vypočtené hodnoty. Čidla v nosnících jsou umístěna v dolní části (tažené oblasti), kde, jak ukazuje tab. 5, je od dlouhodobého zatížení poměrně malé tlakové namáhání, a tedy i malé dotvarování. V chování nosníků z vysokopevnostního betonu N2 a nosníku N4 není patrný výrazný rozdíl. Naměřené hodnoty přetvoření ve spřažené desce i po dokončení mostu rostou více, než je vypočteno. Po uvedení mostu do provozu (v obrázcích cca 500 dní) narostlo naměřené přetvoření v desce D2 cca o 134 μm/m a v desce D4 o 137 μm/m, tedy přírůstky přetvoření jsou v obou místech stejné. Vypočtené přírůstky za toto období jsou ale menší, cca 76 μm/m u D2 a 85 μm/m u D4. Oproti čidlům v nosnících je v des86

0

15

ce větší tlakové namáhání a dochází tedy k většímu dotvarování. Rozdíl v měření může být způsoben nepřesnostmi modelu (průměrná vlhkost, jiné vysychání v důsledku položení izolace apod.), případně podceněním dotvarování použitého reologického modelu apod. SHRNUTÍ

Sledování mostu probíhá již více jak pět let. I za tuto, z pohledu celkové životnosti mostu, krátkou dobu je zřejmá velmi dobrá shoda naměřených a vypočtených hodnot. Postupujeme-li ve sledování a v jeho vyhodnocování systematicky, lze dosáhnout kvalitních výsledků a může to pomoci ke kvalitnějším návrhům obdobných konstrukcí. Z doposud provedeného dlouhodobého sledování a analýzy plynou následující závěry: • konstrukce mostu doposud nevykazuje neočekávané zvýšené deformace a namáhání, • most se chová v souladu s výpočtovými předpoklady tak, jak mohl při využití programu pro časovou analýzu předpokládat projektant, • měřením byla potvrzena použitá metodika výpočtu reologických jevů i pro nosníky z vysokopevnostního betonu, mezi dlouhodobým chováním nosníků rozdílných betonů není patrný významný rozdíl, • potvrdilo se, že průběhy reologických jevů pro vysokopevnostní betony ne-

500

1000

1500

2000


Literatura: [1] SHP, s. r. o., Brno, Objekt D 211 most na D1 přes polní cestu D154 a potok Runza – realizační projektová dokumentace mostu, Brno, 2004 [2] Terzijski I., Čeliš P., Konečný L.: Aplikace vysokopevnostního betonu v mostní konstrukci D211, Beton TKS, 5/2004, str. 36-42 [3] Zich M.: Zprávy o průběhu řešení projektu FI-IM/185 Nové úsporné konstrukce z vysokopevnostního betonu, Brno, 2004-2006 [4] ESA PrimaWin – Reference Manual, program TDA pro časovou analýzu rámových konstrukcí, SCIA Software, Scientific Application Group, Belgium, 2007

jsou v této konstrukci výrazně odlišné od běžných betonů. 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. Ing. Miloš Zich, Ph.D. Ústav betonových a zděných konstrukcí FAST VUT v Brně Veveří 95, 662 37 Brno tel.: 541 147 860 e-mail: [email protected] Text článku byl posouzen odborným lektorem.


❚

4/2010

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

POROVNÁNÍ SOUČASNÉ LEGISLATIVY PŘI ZPRACOVÁVÁNÍ PRŮKAZNÍCH ZKOUŠEK BETONŮ ❚ CONFRONTATION OF CURRENT LEGISLATION IN CONCRETE PROBATIVE TESTS Tomáš Moravec Článek pojednává o porovnání současné legislativy při zpracovávání průkazních zkoušek betonů. Je stručným náhledem autora na pro-

chování zdroje (původu). Jako alternativu lze pokládat návrh složení betonu, založený na údajích z předchozích zkoušek nebo dlouhodobých zkušenostech.

blematiku vyhotovení průkazních zkoušek tak, aby vyhověly co nejlépe všem současným požadavkům technických norem a dalších souvisejících předpisů. Článek nezabíhá do detailních podrobností, ale ukazuje hlavně zásadní rozdíly. ❚ Text deals about confrontation of current legislation in probative test of concrete. It is summary of current legislation demands in the Czech Republic and shows main differences in legislation.

V současné době se lze při zpracovávání průkazních zkoušek betonů setkat s následujícími normami a předpisy, které udávají základní požadavky na jejich zpracování. Především se jedná o ČSN EN 206-1 Změna Z3, která vstoupila v platnost v dubnu 2008. Tato norma je základním dokumentem, dle kterého by měly být průkazní zkoušky automaticky zpracovávány. Dále je nutno zmínit několik TKP (technicko-kvalitativní podmínky), které vydávají určití investoři významných staveb. Pro stavby pozemních komunikací platí již relativně známé TKP – kapitola 18 – Beton pro konstrukce (z října 2005). Méně známé jsou TKP SŽDC (Správy železničních dopravních cest) – kapitola 17 Beton pro konstrukce (z prosince 2002). Dále platí pro stavby tunelů na železnicích TKP – kapitola 20 – Tunely (z ledna 2002). Asi nejméně známé a také nejnovější jsou TKP staveb ŘVC ČR (Ředitelství vodních cest ČR) – kapitola 1 – Provádění betonových a železobetonových konstrukcí (ze srpna 2009). Úkolem těchto TKP je upravit legislativu co nejvhodněji pro konkrétní využití u příslušných investorů. ČSN EN 206-1/Z3 říká, že průkazní zkoušky musí být provedeny před používáním nového betonu nebo souhrnu betonů. Musí se opakovat, pokud nastane podstatná změna buď u složek betonu, nebo u specifikovaných požadavků. Podstatnou změnou je změna zdroje (původu) vstupních materiálů nebo změna druhu materiálů při za4/2010

❚

P O Ž A D AV K Y N A V L A S T N O S T I VSTUPNÍCH SLOŽEK A AUTORA PRŮKAZNÍCH ZKOUŠEK

ČSN EN 206-1/Z3 stanovuje přímo požadavky na provedení průkazních zkoušek a také na zkoušky a vlastnosti vstupních složek. Tato norma neuvádí konkrétní požadavky na autora průkazních zkoušek. TKP 18 MD stanovuje požadavky na odbornou způsobilost zkušeben a pracovníků k provádění zkoušek dle TKP MD kapitoly 1. Laboratoř navíc schvaluje objednatel/správce stavby. TKP 17 SŽDC požaduje laboratoř s akreditací. Pokud stavbu financuje přímo SŽDC, může laboratoř určit přímo, to samé platí i pro kontrolní zkoušky na stavbě. TKP 1 ŘVC ČR požaduje rovněž akreditovanou laboratoř. Současná ČSN EN 206-1 Změna Z3 zavedla betony s předpokládanou životností padesát a sto let a udává různé požadavky na stupně vlivu prostředí. Obecně platí pro složky použité k výrobě betonu, že musí být použity materiály, na které dodavatel vydal prohlášení o shodě ve smyslu nařízení vlády č.163/2002 Sb, resp. ES prohlášení o shodě ve smyslu 190/2002 Sb. Zároveň pro betony do konstrukcí s předpokládanou životností sto let zavádí požadavky na materiály (kameniva). Použitelnost cementů je uvedena v ČSN EN 206-1 Změna Z3 v tabulce F.4. Z této tabulky vyplývá relativně široká použitelnost cementů. Přesto se najdou výjimky, zmínit lze např. nemožnost použít nyní poměrně rozšiřovaný cement CEM II/B-M do prostředí XA. Dalším požadavkem, se kterým se lze často setkat, je opět pro prostředí XA, konkrétně pro XA2-XA3, použití síranovzdorného cementu dle ČSN 72 2103. Podmínka platí v případě, že prostředí XA2 či XA3 vyvolává síranová agresivita. Do prostředí XA2 a XA3 nesmí být v případě, že agresivitu vyvolává CO2,


použity také nyní v hojné míře se objevující cementy CEM II s hlavní příměsí vápence. V tabulce F.2 ČSN EN 206-1/Z3 jsou uvedeny také požadavky na vlastnosti kameniva. Z nich je zajímavé zmínit například požadavek na tvarový index pro prostředí XD1-XD3 a XF1-XF4 (požadovaná kategorie SI20). Objevuje se poměrně hodně kameniv, která jsou beze sporu velmi kvalitní, ale tento požadavek nesplňují, a tudíž dle ČSN EN 206-1/Z3 je nelze pro tyto stupně vlivu prostředí použít! Další pastí u mnoha kameniv je požadavek na součinitel Los Angeles (LAdrcené) a požadavek na stupeň mrazuvzdornosti F1. Opět toto platí pro betony do prostředí XD1-XD3 a XF1-XF4. Proto je třeba výběru materiálů věnovat dostatek prostoru ještě před samotným zahájením průkazních zkoušek, vyžádat si potřebné údaje od výrobců a porovnat je s požadavky ČSN EN 206-1. TKP 17 SŽDC odkazuje v požadavcích na materiály na ČSN EN 206-1 a zároveň udává použitelnost cementů pro dané stupně vlivu prostředí (mírně se od současné ČSN EN 206-1 liší). Z tab. 1 vyplývá nutnost použití síranovzdorného cementu pro prostředí XA2-XA3 a cementu CEM I pro prostředí XF4. Zde se můžeme dostat do konfliktu např. při návrhu betonu specifikovaného zároveň do více stupňů vlivu prostředí, což se občas objevuje – požadavky např. na beton C30/37 zároveň do prostředí XF4, XA3. Vždy je proto nutné požadavky projednat se specifikátorem betonů pro konkrétní stavby či objekty. TKP kap. 1 ŘVC odkazuje na ČSN EN 206-1, ale zároveň dodává, že složky schvaluje objednatel stavby, pro kterého budou průkazní zkoušky realizovány. Takže i zde má investor možnost ovlivnit vstupní materiály. TKP kap. 18 MD opět odkazuje na ČSN EN 206-1, ale je jasně dané, že vstupní složky schvaluje objednatel/ správce stavby před zahájením tvorby průkazních zkoušek. Toto TKP zahrnuje i další požadavky na výrobce betonu a z hlediska výběru složek je asi nejpřísnější z porovnávané legislativy. 87

NORMY • JAKOST • CERTIFIKACE ❚ Tab. 1

Použitelnost cementů dle TKP kap.17 SŽDC

❚

Tab. 1

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 Cement applicability according to TKP 17 SŽDC

Druh betonu Betony pro předpínané konstrukce Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (X0) Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XC1 – XC3) Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XD1 – XD3) Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XF2 – XF4) Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XF1 – XF3) Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XA1) Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XA2 – XA3)

Zde platí důkladný rozbor složek betonu a nezbytná konzultace s investorem před zahájením přípravy průkazních zkoušek dvojnásob. Bohužel v současné době na tento proces není příliš času (krátká doba od vybrání dodavatele a zahájení stavby nedává prostor na důkladnou předvýrobní přípravu). Konkrétní požadavky a požadované prokazování vlastností materiálů jsou součástí TKP 18. Zmínit lze ještě možnosti použití cementů do prostředí XA2-3 – je možno použít cementy CEM I s obsahem C3A < 3 % a obsahem Al2O3 < 5 % nebo cementy CEM III/B či CEM III/C. V případě, že obsah SO4 v podzemní vodě je max. 1 500 mg/l, je možno použít směsi 20 % popílku z hmotnosti CEM I, CEM II-S, CEM II/A-LL nebo směsi 10 % popílku z hmotnosti CEM II-T, CEM III/A. Každopádně použitý cement musí schválit správce/objednatel stavby. Spolehnout se jen na tabulku F.4 normy ČSN EN 206-1/Z3 může být ošidné, každý dle této normy použitelný cement nemusí být schválen. Nevýhodou v podstatě všech TKP je jejich navázanost na starší a dnes již i nepoužívané normy (např. kamenická ČSN EN 12 620 vyšla nově). Proto je třeba zavčas odchytit případné odchylky a projednat je s investorem, aby se zabránilo pozdějším diskusím a nedoro-

Tab. 2

zuměním (např. při hodnocení kameniva dle TKP 18 MD a ČSN EN 206-1/Z3 můžeme nalézt rozdílné požadavky). P O Ž A D AV K Y N A V L A S T N O S T I ZTVRDLÉHO BETONU

Minimální pevnostní třídy Dále je třeba uvést a porovnat požadavky na vlastnosti ztvrdlého betonu. V tab. 2 jsou uvedeny požadavky na minimální pevnostní třídy dle ČSN EN 206-1/Z3. Z tab. 2 je zřejmá shoda betonů s předpokládanou životností 100 let dle ČSN EN 206-1 a TKP 18 MD. TKP ČD a TKP ŘVC odpovídají spíše betonům s předpokládanou životností 50 let dle ČSN EN 206-1. U průkazních zkoušek bychom měli při navrhování receptur dosáhnout určité rezervy v pevnostech. Ve způsobu hodnocení se požadavky jednotlivých norem či TKP liší. Vodotěsnost betonů V tabulce 3 jsou uvedeny požadavky jednotlivých norem na vodotěsnost betonu. Zde je zajímavý fakt – liší se i metodika zkoušení. ČSN EN 206-1, TKP 18 MD a TKP 17 ČD udávají požadavky na maximální hloubku průsaku tlakovou vodou dle ČSN EN 12390-8, zatímco TKP

Porovnání požadavků na minimální pevnostní třídy

Stupeň vlivu prostředí ČSN EN 206-1 (50 let) ČSN EN 206-1 (100 let) TKP ŘSD TKP ČD kap. 17 TKP ŘVC Tab. 3

Druh cementu CEM I portlandský CEM I portlandský, CEM II portlandský směsný, CEM III vysokopecní CEM I portlandský, CEM II portlandský směsný, CEM III vysokopecní CEM I portlandský, CEM II portlandský směsný, CEM III vysokopecní CEM I portlandský CEM I portlandský, CEM II portlandský směsný CEM II portlandský směsný struskový nebo popílkový Síranovzdorný cement

XC1 C16/20 C20/25 C20/25 C16/20 C16/20

XC2 C16/20 C25/30 C25/30 C16/20 C16/20

XC3 C20/25 C25/30 C25/30 C20/25 C20/25

XC4 C25/30 C30/37 C30/37 C25/30 C25/30

Porovnání požadavků na vodotěsnost betonu

Stupeň vlivu prostředí ČSN EN 206-1 (50 let) ČSN EN 206-1 (100 let) TKP ŘSD kap. 18 TKP ČD kap. 17 TKP ŘVC

88

XC1 -

XC2 50 HV4 60

XC3 50 *(40) 50 *(40) HV4 60

❚

XC4 50 *(40) 50 *(40) 50 *(40) 50 HV4 60

❚

Tab. 2

XD1 C25/30 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 Tab. 3

XD1 50 *(40) 50 *(40) 50 -

ŘVC na vodotěsnost betonu s drobnými odchylkami dle dnes již neplatné ČSN 73 1321. Metodika zkoušení je však součástí těchto TKP, přesto se jedná o poměrně podstatnou odlišnost od ČSN EN 206-1. Z tab. 3 je zřejmé, že opět dochází k naprosté shodě mezi ČSN EN 206-1 (100leté betony) a TKP 18 MD. Jinak jsou ovšem rozdíly požadavků relativně veliké. Při zpracování průkazních zkoušek dle ČSN EN 206-1 a TKP 18 MD musí být hodnoty průsaků sníženy o 20 %, požadované hodnoty jsou uvedeny v závorkách. Mrazuvzdornost betonů Velice rozdílné je porovnání požadavků na mrazuvzdornost betonů. Zde lze nalézt dvě odlišné metodiky hodnocení. V ČSN EN 206-1 a TKP 18 MD se objevují požadavky na zkoušku dle ČSN 73 1326 Odolnost povrchu cementového betonu proti působení vody a chemických rozmrazovacích prostředků. U této metody se měří odpad z povrchu zkušebního tělesa při střídavém zmrazování a působení 3% roztoku NaCl. Požadavky TKP ČD kap. 17 a TKP ŘVC uvádějí navíc i mrazuvzdornost betonu dle ČSN 73 1322. Zde se stanovuje úbytek pevnosti v tahu ohybem na střídavě zmrazovaných trám-

Comparison of minimum compression strength of concrete requirements

XD2 C25/30 C25/30 C25/30 C35/45 C25/30

XD3 C30/37 C30/37 C30/37 C35/45 C30/37

XF1 C25/30 C25/30 C25/30 C25/30 C25/30

XF2 C25/30 C25/30 C25/30 C25/30 C25/30

XF3 C25/30 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30

XF4 C30/37 C30/37 C30/37 C30/37 C30/37

XA1 C25/30 C25/30 C25/30 C25/30 C25/30

XA2 C25/30 C25/30 C25/30 C35/45 C30/37

XA3 C30/37 C30/37 C30/37 C35/45 C30/37

XA1 50 *(40) 50 *(40) 50 *(40) 50 HV4 60

XA2 35 *(28) 35 *(28) 35 *(28) 35 HV8 60

XA3 20 *(16) 20 *(16) 20 *(16) 20 HV8 60

❚

4/2010

Comparison of water-tightness of concrete demands

XD2 50 *(40) 50 *(40) 50 *(40) 50 HV4 60

XD3 20 *(16) 20 *(16) 20 *(16) 35 HV4 60

XF1 50 *(40) 50 *(40) 50 *(40) 50 HV4 60

XF2 50 *(40) 35 *(28) 35 *(28) 50 HV4 60

XF3 35 *(28) 20 *(16) 20 *(16) 35 HV8 60

XF4 35 *(28) 20 *(16) 20 *(16) 35 HV8 60



cích. Použití této metody ke stanovení odolnosti betonu proti působení mrazu povoluje i ČSN EN 206-1, ovšem neudává podrobnosti jak postupovat a případné další požadavky. Porovnání požadavků je uvedeno v tab. 4. Jsou zde uvedeny požadavky při provádění metody „C“ dle ČSN 73 1323 a požadavky na stupeň mrazuvzdornosti TXXX (značí počet cyklů) při provedení zkoušky dle ČSN 73 1322. V závorce jsou uvedeny zpřísněné požadavky při provádění průkazních zkoušek. Z tab. 4 je zřejmé, že rozdíly ve způsobech hodnocení jsou opravdu veliké. U TKP ČD a TKP ŘVC lze říci, že požadavek na mrazuvzdornost dle ČSN 73 1322 je pro dané potřeby asi trefnější, neboť v prostředí XF1 a XF3 by se neměly vyskytovat chemické rozmrazovací prostředky a na beton tak působí „pouze“ mráz. Požadavky ČSN EN 206-1 a TKP 18 MD se tak mohou zdát až zbytečně přísné (např. nutnost použít provzdušněné betony). Toto platí zvláště např. pro vodohospodářské stavby, kde v řadě případů může být zkouška dle ČSN 73 1326 dokonce nevhodná (chemické rozmrazovací prostředky zřejmě na stěnu plavební komory v místě kolísání hladiny působit nebudou, na rozdíl od působení klasického mrazu). Prostorové rozložení vzduchových pórů Dalším požadavkem na vlastnosti ztvrdlého betonu je tzv. „spacing factor“, tedy prostorové rozložení vzduchových pórů. Kromě něj se hodnotí ještě obsah vzduchu o velikosti do 300 μm. Zkouška se provádí dle ČSN EN 480-11. Požadované hodnoty jsou uvedené v tab. 5, opět pro kontrolní zkoušky, a zpřísněné v závorce pro zkoušky průkazní. Zkouška stanovení prostorového rozložení vzduchových pórů je v naší legislativě relativně nová, takže se na ni ještě vůbec neobjevil požadavek v TKP ČD kap. 17. Zbylé novelizované normy a předpisy ji již předepisují. Tolik stručné shrnutí požadavků na vlastnosti ztvrdlého betonu. ZKOUŠKA ODOLNOSTI BETONU PROTI PRŮSAKŮM TLAKOVÉ VODY

Zbývá zmínit ještě krátký náhled do TKP kapitoly 20, která, jak již bylo řečeno, platí pro stavby tunelů na železnici. Toto TKP zavádí zvláštní zkoušku odolnosti betonu proti průsakům 4/2010

❚


Tab. 4 Porovnání požadavků na mrazuvzdornost betonu resistance of concrete demands

Stupeň vlivu prostředí ČSN EN 206-1 (50 let) ČSN EN 206-1 (100 let) TKP ŘSD kap. 18 TKP ČD kap. 17 TKP ŘVC

XF1 – „C“ 50c-1250 („C“ 75c-800) „C“ 50c-1250 („C“ 75c-800) T 100 (125c) T 50 (75c)

XF2 „C“ 50c-1500 „C“ 75c-1250 („C“ 115-800) „C“ 75c-1250 („C“ 115-800) T 100 (125c) „C“ 75c-1000 T 50 (75c) „C“ 100c-1250

❚

Tab. 4

Comparison of frost

XF3 „C“ 75c-1250 „C“ 75c-1250 („C“ 115-800) „C“ 75c-1250 („C“ 115-800) T 150 (180c) T 100 (125c)

XF4 „C“ 75c-1000 „C“ 75c-1000 („C“ 115-600) „C“ 75c-1000 („C“ 115-600) T 150 (180c) „C“ 100c-1000 T 100 (125c) „C“ 100c-1250

Tab. 5 Porovnání požadavků na hodnoty dosažené při zkoušce prostorového rozložení vzduchových pórů ❚ Tab. 5 Comparison of values of air void characteristics of concrete demands

Stupeň vlivu prostředí ČSN EN 206-1 (50 let)

XF1 –

ČSN EN 206-1 (100 let)

–

TKP ŘSD kap. 18

–

TKP ČD kap. 17

–

TKP ŘVC

–

XF2 – A300 min 1 % (1,2 %) Lmax 0,24 mm (0,19 mm) A300 min 1 % (1,2 %) Lmax 0,24 mm (0,19 mm) – A300 min 1 % Lmax 0,2 mm

XF3 – A300 min 1 % (1,2 %) Lmax 0,24 mm (0,19 mm) A300 min 1 % (1,2 %) Lmax 0,24 mm (0,19 mm) – A300 min 1 % Lmax 0,2 mm

XF4 – A300 min 1,8 % (2,16 %) Lmax 0,2 mm (0,16 mm) A300 min 1,8 % (2,16 %) Lmax 0,2 mm (0,16 mm) – A300 min 1,8 % Lmax 0,16 mm

A300 – obsah mikropórů ve ztvrdlém betonu [%] L – prostorový součinitel rozložení vzduchových pórů [mm]

tlakové vody. Zkouší se na tělesech o rozměrech 200 × 200 × 120 mm, případně 300 × 300 × 200 mm. Zkouška trvá dohromady čtrnáct dní, tři dny působí na těleso tlak vody 25 % max. zatížení a jedenáct dní max. tlak (minimálně 0,7 MPa). Po proběhnutí zkoušky se stanovuje střední hodnota průsaku, která má být menší než 25 mm. Dle tohoto TKP je také třeba věnovat pozornost požadavku na mrazuvzdornost betonu (stupeň T100) v oblasti portálů tunelu a až do vzdálenosti 1000 m od nich. TKP kap. 20 udává další požadavky, např. na odbedňovací pevnosti, či maximální teplotu betonu ostění. Toto vše je třeba zohlednit již při návrhu betonu v rámci průkazních zkoušek. Z ÁV Ě R

Z uvedených skutečností vyplývá, že legislativa, kterou je nutné akceptovat v rámci tvorby průkazních zkoušek, zahrnuje různé a někdy také i dost rozdílné požadavky. Výrobci vyrábí betony zpravidla dle ČSN EN 206-1, na které mají certifikáty. Pokud bychom při návrhu průkazních zkoušek respektovali výhradně požadavky např. TKP 17 SŽDC či TKP 1 ŘVC, mohli bychom se dostat s ČSN EN 206-1 do rozporu. U TKP 18 MD


tento fakt výrazně řeší změna Z3 normy ČSN EN 206-1. Požadavky na betony se životností sto let a betony dle TKP 18 MD jsou v podstatě totožné. V budoucnu lze jistě očekávat aktualizaci jednotlivých TKP, které lépe pokryjí provázanost s ČSN EN 206-1/Z3. Každopádně návrhům průkazních zkoušek je třeba věnovat potřebný čas ještě před zahájením betonáží a vždy správně specifikovat potřebné skupiny používaných betonů a složek, ze kterých bude beton vyráběn. Tímto lze předejít řadě problémů, které se často objevují až během betonáží, kdy už není mnoho času se zabývat samotnou přípravou technologií, a je přesto nutné vyrábět kvalitní beton v souladu s danou legislativou. Z těchto skutečností vyplývá jednoznačný požadavek na úzkou spolupráci projektanta, dodavatele stavby, výrobce betonu a autora průkazní zkoušky ve fázi předvýrobní a výrobní přípravy.

Ing. Tomáš Moravec Stachema Kolín, spol. s r. o. Zibohlavy 1, 280 02 Kolín e-mail: [email protected] mob.: 602 418 024

89



OVĚŘOVÁNÍ STÁVAJÍCÍCH BETONOVÝCH MOSTŮ PODLE NOVÝCH TECHNICKÝCH PODMÍNEK ❚ VERIFICATION OF EXISTING CONCRETE BRIDGES ACCORDING TO NEW TECHNICAL REQUIREMENTS Milan Holický, Jana Marková, Miroslav Sýkora Současná generace Eurokódů je určena především pro navrhování nových konstrukcí, pro ověřování stávajících konstrukcí jsou potřebné doplňující pokyny. Nové technické podmínky MD ČR proto uvádějí doplňující operativní postupy pro ověřování existujících mostů. ❚

Eurocodes are

focused mainly on the design of new structures and supplementary rules for verification of existing structures are needed. Therefore new technical requirements of the Ministry of Transport of the Czech Republic provide the operational procedures for verification of existing bridges.

Nepříznivé účinky prostředí a zvyšující se intenzita dopravy vedou k degradaci stávajících mostů. Zajištění jejich provozuschopnosti není pouze velkým ekonomickým problémem, ale má i význam společenský – v ČR je více než 350 mostů s významnou architektonickou, historickou, nebo technologickou hodnotou registrováno jako industriální dědictví. Opravy a rekonstrukce stávajících mostů jsou proto naléhavým úkolem mostních inženýrů a odpovědných úřadů. Kvalifikovaná rozhodnutí o stávajících mostech by měla být založena na dostupných informacích o skutečných materiálových vlastnostech, zatíženích, nepříznivých vlivech prostředí a očekávaných následcích jejich porušení. Klíčovým úkolem v rozhodovacím procesu je ověření spolehlivosti existujícího mostu. Stávající konstrukce včetně mostů se v současnosti mohou ověřovat v ČR podle platných předpisů, kterými jsou nyní výhradně ČSN EN Eurokódy. Nové evropské předpisy jsou však určeny především pro navrhování nových konstrukcí a nezahrnují doplňující pokyny pro ověřování existujících konstrukcí. Nová část Eurokódů pro stávající konstrukce má být připravena v rámci střednědobého plánu jejich dalšího rozvoje [1] do pěti let. Zařazení tohoto dokumentu do plánu tvorby předcházelo mnoho jednání členských zemí na setkáních technické komise CEN/TC 250. Některé země se totiž stavěly k tvorbě nového dokumentu velmi zdrženlivě a měly zájem zachovat své národní postupy. U nás byla v roce 2005 zavedena do soustavy českých norem ČSN ISO 13822 [9] s šesti národními přílohami, které doplňují některá ustanovení a poskytují doporučení pro určení vlastností železobetonu, oceli, ocelobetonu, dřeva a zdiva používaných pro stávající konstrukce v ČR. Nové Technické podmínky (TP) ověřování existujících betonových mostů pozemních komunikací [2], které budou vydány v druhé polovině letošního roku, podrobněji vysvětlují nebo rozšiřují vybrané pokyny ČSN ISO 13822 [9]. Základní text TP vypracovaných s podporou projektu MD ČR č. 1F82C/072/910 tvoří čtyři kapitoly, které poskytují obecné zásady ověřování stávajících mostů, zabývají se jejich kategorizací podle následků poruchy a směrnou úrovní spolehlivosti. Uvádí se zde postupy uplatnění metody dílčích součinitelů pro ověřování existujících mostů a možnosti úpravy hodnot dílčích součinitelů pro zatížení a materiálové vlastnosti podle požadované úrovně spolehlivosti. V pěti přílohách je popsán způsob stanovení vlastní tíhy, stálých zatí90

žení a materiálových vlastností na základě zkoušek, zásady uplatnění metody globálních součinitelů a pravděpodobnostních metod pro ověřování existujících mostů včetně několika příkladů. Jsou zde také orientační tabulky pro odhad zatížitelnosti u mostů o rozpětí do 33 m. Z Á S A D Y O V Ě Ř O VÁ N Í S TÁVA J Í C Í C H B E T O N O V Ý C H MOSTŮ

Při ověřování existujícího betonového mostu nebo pro navrhování jeho obnovy (oprava, rekonstrukce) se vychází z platných technických norem a TP. Dříve platné předpisy, podle kterých byl most navržen, slouží pouze jako informativní podklady, které mohou usnadnit celkový postup ověřování. Pokud je most památkově chráněn, pak se musí projekt obnovy konzultovat s příslušným orgánem státní památkové péče. Podkladem pro ověření mostu nebo pro návrh jeho opravy/rekonstrukce je diagnostický průzkum, při kterém se zjistí stav mostu, aktuální vlastnosti materiálů a základové půdy, poruchy a vady, příčiny těchto vad, zatížení a nepříznivé vlivy prostředí. Pokud se při prohlídce zjistí, že most nevykazuje žádné známky významného poškození, přetížení nebo degradace, a jeho uspokojivé chování dává předpoklad, že most bude během své další životnosti spolehlivý, tak se podrobné hodnocení nevyžaduje. Jestliže se vyskytnou pochybnosti o zatíženích, o účincích zatížení, o vlastnostech materiálů nebo o chování mostu, pak je potřebné provést podrobné hodnocení. Spolehlivost stávajícího mostu se musí ověřit, jestliže: • se navrhuje oprava/rekonstrukce existujícího mostu, • nastane neočekávané porušení nebo rychlá degradace mostu, nebo jeho nosných prvků, zjištěná např. při prohlídce, • se plánuje změna v účelu používání nebo je potřebné prodloužit životnost mostu, • se pochybuje o spolehlivosti mostu, např. po povodni nebo po nárazu vozidla. V některých případech může být ověření požadováno úřadem, pojišťovnami nebo vlastníkem. P O Ž A D O VA N Á S P O L E H L I V O S T

Směrnou úroveň spolehlivosti konstrukce lze určit minimalizací celkových očekávaných nákladů. Mají se uvážit příslušná hlediska, která zahrnují: • možnou příčinu nebo způsob, jakým se mezní stav dosáhne; např. může-li dojít k náhlému zřícení mostu nebo jeho nosného prvku, musí se prvek navrhnout na vyšší úroveň spolehlivosti než prvek, u kterého vlastnímu zřícení předchází určité známky porušení umožňující provést potřebná opatření, viz ČSN EN 1991-1-7 [6], • velikost následků poruchy vyjádřenou na základě pravděpodobnosti ztráty lidských životů, zranění, očekávaných ekonomických, sociálních nebo ekologických ztrát a rozsahem společenské závažnosti včetně ztráty kulturních hodnot,


❚

4/2010



• předpokládanou reakci veřejnosti na uvažovaný typ poru-

chy s ohledem na sociální a ekonomické podmínky,

R(t) E(t)

• velikost nákladů na opatření potřebná pro snížení pravdě-

podobnosti poruchy. Směrné hodnoty indexu spolehlivosti βt, které lze použít pro ověřování mezních stavů únosnosti a nevratných mezních stavů použitelnosti existujících betonových mostů podle nových TP, jsou uvedeny v tab. 1. Směrné hodnoty se požadují pro určitou referenční dobu, která je obvykle rovna zbytkové životnosti mostu. Parametr ρ, který je v tab. 1 také uveden, vyjadřuje poměr mezi celkovými náklady (na stavbu mostu, jeho údržbu a potenciální porušení) a počátečními náklady na pořízení mostu.

hustota pravděpodobnosti R(t)

hustota pravděpodobnosti E(t) průměr E(t) 0

Pf(tres) = P{R(tres) – E(tres) < 0} ≈ Pf,t ,

(1)

kde tres je doba zbytkové životnosti mostu a Pf,t směrná pravděpodobnost poruchy (odpovídá indexu spolehlivosti βt). Dosažení konce životnosti mostu vypočtené podle vztahu (1) však neznamená, že most je již zcela nepoužitelný. Před uplynutím konce životnosti mostu by se proto mělo provést nové hodnocení mostu s využitím aktuálních údajů o materiálových vlastnostech, vlivu skutečných zatížení a působení degradačních procesů. Na základě těchto údajů se provede aktualizace odhadu životnosti mostu. OVĚŘENÍ METODOU DÍLČÍCH SOUČINITELŮ

Dílčí součinitele pro stálá zatížení Charakteristickou hodnotu stálého zatížení Gk lze obvykle uvážit jako průměrnou hodnotu (viz ČSN EN 1990 [3] a ČSN

Tab. 1 Kategorizace mostů podle následků porušení pro mezní stavy únosnosti a použitelnosti ❚ Tab. 1 Classification of bridges with respect to the consequences of failure at ULS and SLS

CC1a

velmi malý 1,0 < ρ ≤ 1,5

CC1b

malý 1,5 < ρ ≤ 2,5

CC2

střední 2,5 < ρ ≤ 5

CC3

velký 5 < ρ ≤ 10

4/2010

❚

mosty na málo frekventovaných komunikacích mosty malého rozpětí na silnicích 2. a 3. třídy

průměr R(t) průměr E(t)

t pr Pf (t)

Pf,t

Směrný index spolehlivosti pro MSÚ

Směrný index spolehlivosti pro MSP

2,3

1,2

3,1

1,3

běžné mosty

3,8

1,5

mosty o velkém rozpětí a mosty na dálnicích

4,3

2,3

průměr E(t) zatížení bez snížení zatížitelnosti

Pf (t)

Pf (t)

čas t

t res Pf (t) snížení zatížitelnosti

Použití pravděpodobnostních metod pro odhad zbytkové životnosti stávajícího mostu je znázorněno na obr. 1. Předpokládá se, že hodnocení existujícího mostu se provádí v čase tpr od počátku uvedení mostu do provozu. Pokud je známa časová závislost odolnosti mostní konstrukce nebo jejího prvku R(t) a účinků zatížení E(t), je možné stanovit zbytkovou životnost mostu. Pravděpodobnostní rozdělení odolnosti a účinků zatížení je znázorněno prostřednictvím funkcí hustot pravděpodobnosti. Obrázek také ukazuje vliv snížení zatížitelnosti (omezení dopravy) a vliv opravy mostu. Pravděpodobnost poruchy P f(t) je funkcí rostoucí v čase t. Pro odhad zbytkové doby životnosti mostu lze zapsat vztah

Příklady

průměr R(t)

průměr R(t)

Z B Y T K O VÁ Ž I V O T N O S T

Třída Popis následků; následků poměr ρ

odolnost po opravě

oprava

1 Obr. 1 Pravděpodobnostní hodnocení životnosti mostu ❚ Fig. 1 Probabilistic assessment of the remaining working life

EN 1991-1-1 [4]), která se stanovuje z nominálních rozměrů a průměrných hodnot objemových tíh, platí tedy Gk = μG. Jestliže je však variabilita stálého zatížení vyšší, nebo je při ověřování určitého mezního stavu důležité tuto variabilitu uvažovat, pak je třeba použít dolní 5% a horní 95% kvantil, např. podle [10]. Dílčí součinitel stálého zatížení γG se určí na základě poměru příslušné návrhové a charakteristické hodnoty tohoto zatížení

γG = Gd / Gk = μG (1 − αG β VG)/ μG = 1 − αG β VG ,

(2)

kde součinitel citlivosti αG = – 0,7 platí pro stálé zatížení uvažované jako dominantní [3]. Variační koeficient stálého zatížení VG je možno stanovit na základě výsledků zkoušek z podrobné prohlídky existujícího mostu s uvážením modelových nejistot. V obvyklých případech lze variační koeficient vlastní tíhy konstrukce (beton, ocel) uvážit hodnotou VG = 0,05. Pro ostatní stálá zatížení bývá variační koeficient větší, běžně asi 10 %. Pokud se bude předpokládat vlastní tíha mostu o variačním koeficientu VG = 0,05 a stálé zatížení dominantní (ve vztahu (6.10) nebo (6.10a) pro základní kombinaci zatížení podle ČSN EN 1990 [3]), pak pro součinitel citlivosti αG = – 0,7 a směrnou hodnotu indexu spolehlivosti βt = 3,8 (třída následků CC2) se stanoví dílčí součinitel stálého zatížení na základě vztahu (2) jako

γG = 1 − αG β VG = 1 + 0,7 . 3,8 . 0,05 = 1,13.

(3)

Stanovený dílčí součinitel pro vlastní tíhu se blíží hodnotě podle původních ČSN. Pokud je však potřebné uvažovat u stálých zatížení s větším variačním koeficientem, běžně asi 10 %, pak se dílčí součinitel vypočítá

γG = 1 − αG β VG = 1 + 0,7 . 3,8 . 0,10 = 1,27.

(4)

Jestliže se předpokládá, že zatížení od vlastní tíhy není dominantní (αG = – 0,28 a vztah (6.10b) podle [3]) a variační koeficient je VG = 0,05, pak se stanoví dílčí součinitel

γG = 1 + 0,28 . 3,8 . 0,05 = 1,05 ,

(5)

kde je již zahrnuta redukce součinitelem ξ = 0,85, a tedy ve výrazu (6.10b) se již redukce součinitelem ξ dále neuplatňuje.


91


HG


H

1,4

Q

2,2

VG = 0,10

1,35

2,0

1,3

1,8

1,25 1,2

VG = 0,05

1,6

1,15

1,4 1,1

Weibull Gumbel

1,2

1,05

LN 1

2

0

1

2

3

4

5

1,0

C

3

V hodnotě dílčího součinitele stálého zatížení doporučeného v Eurokódech se ještě uvažuje součinitel modelových nejistot (γs = 1,05 až 1,10). Jestliže se v hodnotě dílčího součinitele γG = 1,27 podle vztahu (3) uváží dolní mez γs, pak γG = 1,27 . 1,05 = 1,33, ze které se zaokrouhlením získá hodnota dílčího součinitele γG = 1,35 doporučená v EN 1990 [3]. Pokud je tedy u konkrétního případu existujícího mostu k dispozici dostatek údajů, lze použít dolní mez součinitele modelových nejistot, případně ve výjimečných případech tento součinitel již neuvažovat. Vliv indexu spolehlivosti β na výslednou hodnotu dílčího součinitele γG pro stálé zatížení je znázorněn na obr. 2 pro vybrané hodnoty variačního koeficientu VG. Poznamenává se, že v následujících grafech se součinitel modelových nejistot neuplatňuje. Dílčí součinitele pro proměnná zatížení Pro stanovení dílčích součinitelů pro proměnná zatížení je potřebné určit jejich vhodné modely na základě výsledků diagnostického průzkumu a zásad TP [2]. Zatížení dopravou Základním proměnným zatížením u mostů je zatížení dopravou. Pro ověření stávajících mostů se v obvyklých případech použijí modely zatížení dopravou uvedené v ČSN EN 1991-2 [7] s doporučenými hodnotami dílčích součinitelů. Pokud jsou k dispozici data o intenzitě a skladbě dopravy pro konkrétní most, lze provést aktualizaci zatížení dopravou prostřednictvím regulačních součinitelů. Dílčí součinitel pro zatížení dopravou je doporučen v ČSN EN 1990 [3] hodnotou γQ = 1,35. Předpokládá se, že stanovené charakteristické hodnoty jednotlivých modelů zatížení dopravou jsou natolik přesně určeny, že lze uvažovat menší hodnotu dílčího součinitele (γQ = 1,35), než je tomu u dalších typů proměnných zatížení, kde γQ = 1,5. Menší hodnota dílčího součinitele zatížení dopravou vyplývá také ze skutečnosti, že variační koeficient zatížení dopravou pro referenční dobu jednoho roku je velmi nízký. Klimatická zatížení Charakteristická hodnota klimatického zatížení (vítr, námraza, teplota) je stanovena podle ČSN EN 1990 [3] tak, aby pravděpodobnost jejího překročení v průběhu referenční doby jednoho roku byla 0,02 (odpovídá střední době návratu 50 let). 92

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

VQ

Pokud se pro klimatické zatížení přijme Gumbelovo rozdělení, které je doporučeno v příslušných částech ČSN EN 1991, pak se p-kvantil klimatického zatížení Q p stanoví Qp = μQ {1 − VQ [0,45 – 0,78 ln N + 0,78 ln (−ln p)]} ,

(6)

kde p je pravděpodobnost překročení tohoto zatížení v dané referenční době, VQ označuje variační koeficient příslušného klimatického zatížení pro základní časový interval (např. jeden rok) a N označuje počet očekávaných změn intenzity zatížení během zbytkové životnosti mostu. Dílčí součinitel klimatického zatížení se stanoví 1− VQ (0, 45 − 0,78 ln N + 0,78 ln(− ln (Φ (− αE β )))) γQ = . (7) 1− VQ (0, 45 + 0,78 ln ( − ln 0,98))

Vztah (7) lze použít pro stanovení dílčího součinitele klimatického zatížení za předpokladu platnosti Gumbelova rozdělení. Variační součinitel klimatického zatížení se určí pro místo staveniště na základě údajů ČHMÚ. Směrnou hodnotu indexu spolehlivosti lze pro uvažovanou kategorii existujícího mostu určit podle tab. 1. Pro některá klimatická zatížení (např. teploty [5]) může být výstižnější uvažovat Weibullovo rozdělení extrémních hodnot. Vliv hodnoty variačního koeficientu zatížení pro N opakování a typ pravděpodobnostního rozdělení na výslednou hodnotu dílčího součinitele γQ pro klimatické zatížení je znázorněn na obr. 3. Dílčí součinitele pro materiálové vlastnosti Dílčí součinitel pro pevnost materiálu (odolnost konstrukce) lze vyjádřit vztahem

γ X = exp (−1,645 VX) / exp (− αX β VX) ,

(8)

kde pro stanovení hodnoty tohoto dílčího součinitele je potřebné určit variační koeficient pevnosti materiálu (odolnosti). Dílčí součinitel odolnosti γR vzhledem k indexu spolehlivosti a pro tři hodnoty variačního koeficientu VR je znázorněn na obr. 4. V některých případech je potřebné uvažovat nejen variační koeficient pevnosti materiálu, popř. odolnosti konstrukce, avšak také variační koeficient geometrických vlastností Vgeo a případně také modelových nejistot Vξ. Variační koeficient celkové odolnosti VR se stanoví na základě dílčích variačních koeficientů jednotlivých veličin. Pokud by se např. odolnost stanovovala na základě lineárního vztahu mezi základními veličinami pro materiálové a geo-


❚

4/2010


HR

2,0 1,8

VR = 0,15

1,6

VR = 0,10

1,4

VR = 0,05

1,2 1,0 0,8 0,6 0,4 0,2

C

0,0 4

0

1

2

3

4

5

Obr. 2 Vliv indexu spolehlivosti β na dílčí součinitel γG pro stálé zatížení ❚ Fig. 2 Variation of the partial factor γG of a permanent action with the reliability index β Obr. 3 Dílčí součinitel γQ klimatického zatížení vzhledem k variačnímu koeficientu VQ ❚ Fig. 3 Variation of the partial factor γQ of a climatic action with the coefficient of variation VQ Obr. 4 Dílčí součinitel odolnosti γ R vzhledem k indexu spolehlivosti β ❚ Fig. 4 Variarion of the partial factor for resistance γ R with the reliability index β

2

2

2

V X + Vgeo + Vξ ,

Tab. 2 Informativní hodnoty variačních koeficientů pro beton a betonářskou výztuž ❚ Tab. 2 Informative values of the coefficients of variation for concrete and reinforcement

beton betonářská výztuž

(9)

kde VX je variační koeficient pevnosti materiálu, Vgeo je variační koeficient geometrických vlastností a Vξ je koeficient modelových nejistot. Informativní hodnoty variačních koeficientů pro beton a betonářskou výztuž jsou uvedeny v tab. 2 podle [2]. Pokud by se použily hodnoty z tab. 2 pro stanovení dílčích součinitelů, je možno zapsat podle vztahu (9) pro dílčí součinitel betonu

γmc = exp (−1,645 . 0,15) / exp (0,8 . 3,8 . 0,166) = 1,3 (10) a pro dílčí součinitel oceli

γms = exp (−1,645 . 0,05) / exp (0,8 . 3,8 . 0,087) = 1,2 . (11) V ČSN EN 1992-1-1 [8] se uvažují nejistoty plynoucí z toho, že pevnost betonu v tlaku se sleduje na základě zkoušek betonových vzorků, které se přímo nezískávají z konstrukce. Proto se předpokládá součinitel konverze η = 1,15, kterým se zvyšuje dílčí součinitel pro beton γmc, a dílčí součinitel betonu se pak stanoví

γc = η γmc =1,15 . 1,3 = 1,5 ,

Literatura: [1] Calgaro J. A.: Medium-term plan for the development of Eurocodes, CEN/TC250, 2009 [2] TP Ověřování spolehlivosti existujících betonových mostů, připravuje se, 2010 [3] ČSN EN 1990 Eurokód Zásady navrhování konstrukcí, 2004, Změna A1, 2007, Z1, 2010 [4] ČSN EN 1991-1-1 Eurokód 1: Zatížení konstrukcí, Část 1-1 Obecná zatížení – Objemové tíhy, vlastní tíha a užitná zatížení pozemních staveb, 2004, Z1, 2010 [5] EN 1991-1-5 Eurokód 1: Zatížení konstrukcí, Část 1-5 Obecná zatížení – Zatížení teplotou, 2005, Z1, 2010 [6] EN 1991-1-7 Eurokód 1: Zatížení konstrukcí, Část 1-4 Obecná zatížení – Mimořádná zatížení, 2007 [7] ČSN EN 1991-2 Eurokód 1: Zatížení konstrukcí, Část 2 Zatížení mostů dopravou, 2005, Z1, 2010 [8] ČSN EN 1992-1-1 Eurokód 2: Navrhování betonových konstrukcí – Část 1-1: Obecná pravidla a pravidla pro pozemní stavby, 2006, Z1, 2010 [9] ČSN ISO 13822 Zásady navrhování konstrukcí – Hodnocení existujících konstrukcí, 2005 [10] Holický M., Marková J.: Základy teorie spolehlivosti a hodnocení rizik, ČVUT v Praze, 2005

Materiál

metrické vlastnosti a modelové nejistoty, pak se určí variační koeficient VR pro odolnost jako VR =


VX

Vgeo

Vξ

VR

0,15 0,05

0,05 0,05

0,05 0,05

0,166 0,087

todou navrhování podle ČSN EN 1990. Uvádějí se zde také informace pro možnost použití metody globálních součinitelů i pravděpodobnostních metod. Zásady obsažené v těchto technických podmínkách mají obecnou platnost pro všechny typy materiálů a konstrukcí. Technické podmínky uvádějí postupy pro aktualizaci základních veličin a úpravu dílčích součinitelů pro zatížení a materiálové vlastnosti s ohledem na znalosti získané z diagnostického průzkumu a pro požadovanou kategorii stávajícího mostu. Pokud např. průzkum stanoví variační koeficient vlastní tíhy menší než 0,05, lze významně snížit dílčí součinitel stálého zatížení. Předpokládá se, že zavedení nových technických podmínek do stavební praxe zvýší možnost uplatnění ČSN ISO 13822 pro ověřování existujících betonových mostů i navrhování jejich oprav nebo rekonstrukcí.

Příspěvek byl vypracován v Kloknerově ústavu ČVUT v Praze, v rámci řešení výzkumného projektu A/CZ0046/2/0013 Assessment of historical immovables, podporovaného grantem z Islandu, Lichtenštejnska a Norska v rámci Finančního mechanismu EHP a Norského finančního mechanismu.

(12)

Prof. Ing. Milan Holický, DrSc.

což je hodnota doporučená v ČSN EN 1992-1-1 [8]. Příloha A této normy umožňuje za jistých předpokladů snížit hodnotu dílčího součinitele. Proto i u existujících konstrukcí se podle míry znalostí může upravit dílčí součinitel, případně se uváží hodnota převodního součinitele η ≈ 1.

Doc. Ing. Jana Marková, Ph.D. Ing. Miroslav Sýkora, Ph.D.

Z ÁV Ě R E Č N É P O Z N Á M K Y

všichni: Kloknerův ústav ČVUT v Praze

Nové technické podmínky navazují na ČSN ISO 13822 a Eurokódy a poskytují doplňující pokyny pro ověřování existujících mostů metodou dílčích součinitelů, která je základní me-

Šolínova 7, 165 00 Praha

4/2010

❚

Text článku byl posouzen odborným lektorem.


93

AKTUALITY

❚

TOPICAL SUBJECTS

REŠERŠE ZE ZAHRANIČNÍCH ČASOPISŮ SAMOHOJENÍ TRHLIN V CEMENTOVÝCH KOMPOZITECH PŘIDÁNÍM RŮZNÝCH MINERÁLNÍCH PŘÍSAD

Cílem prezentované studie byl vývoj a následné užití nových metod samohojení trhlin v betonu jako nástroje pro zlepšení podmínek využívaní betonových konstrukcí. Tento přístup je jednou z metod údržby, která vedle snížení přímých nákladů na údržbu a opravy snižuje i nepřímé náklady – redukce obecně vítané dodavateli. Ve výzkumu bylo vyšetřováno autogenní hojení betonu při použití geo-materiálů ve výrobních podmínkách reálných staveb, samohojivý beton byl míchán v automíchači v betonárně a byl použit do konstrukce k zadržování vody v krajině a pro tunelové konstrukce. Výsledky ukazují významný pokrok v samohojení trhlin po 28denní kúře. Trhliny šířky 1,15 mm zarůstaly už po 3denní kúře a trhlina šířky 0,22 mm měla po 7denní kúře šířku pouhých 0,16 mm. Po 33denní kúře se téměř všechny trhliny vyhojily. Sledování ukázala, že zarůstání trhlin lze vysvětlit třemi jevy: bobtnáním, expanzí a rekrystalizací. Analýza výsledků potvrdila, že v geo-materiálech je velký potenciál k využití v nových metodách oprav trhlin v betonech právě prostřednictvím samohojení. Postup je velmi vhodný pro zamezení průsaků v podzemních konstrukcích, např. v tunelech. Ahn T.-H., Kishi T.: Crack self-healing behavior of cementitious composites incorporating variol mineral admixtures, Journal of Advanced Concrete Technology, Vol. 8, No. 2, June 2010, pp. 171–186

Z JI Š ŤOVÁN Í PŘ Í TOMN OS TI MI KR OTR H L I N VE VE L MI ML AD É M B E TON U VY S TAVE N É M VZ R Ů S TAJÍ C Í TE PL OTĚ POMOC Í AKU S TI C KÉ E MI S E

Mikrotrhliny vznikají v mladém betonu už při vystavení teplotám blížícím se 60 °C, zejména při jeho nízkém vodním součiniteli (0,3). Za příčinu vzniku a rozvoje mikrotrhlin jsou považována napětí způsobená nekompatibilitou deformací malty a kameniva. Rozdíly koeficientů teplotní roztažnosti malty, hrubého kameniva, autogenní smrštění malty a velikost hrubého kameniva jsou důležité faktory ovlivňující degradaci betonu. Rozsahem a množstvím mikrotrhlin byla významně ovlivněna výsledná tahová pevnost betonu. Beton obsahující mletou granulovanou vysokopecní strusku (GGBFS) byl více porušen mikrotrhlinami než beton připravený pouze z portlandského cementu. Byl realizován experimentální výzkum zaměřený na využití akustické emise (AE) pro studium procesů a mechanismů vzniku a rozvoje mikrotrhlin. Měření AE u velmi mladých betonů a při vysokých teplotách vyžadovalo značnou zkušenost. Detekce AE souhlasí s výsledky zkoušek deformací a tahové pevnosti. Většina mikrotrhlin byla detekována během poklesu teploty a byla klasifikována jako tahové porušení. Užití hrubého kameniva s vyšším koeficientem teplotní roztažnosti, doplněného jemným lehkým kamenivem, a snížení maximální velikosti kameniva významně snížilo vznik a rozvoj mikrotrhlin a přispělo k zvýšení tahové pevnosti betonu s mletou granulovanou vysokopecní struskou. Přímá tahová pevnost

Oprava: Redakce časopisu se omlouvá těm, které potěšilo, že na fotografii pod úvodníkem ve 3. čísle časopisu jsou tak mladí. Přikládáme aktuální společný snímek ze Sanací 2010 v Brně. Skutečnost je neúprosná, jsme o deset let starší. 94


❚

4/2010

❚

AKTUALITY

TOPICAL SUBJECTS

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 betonu byla přítomností mikrotrhlin negativně ovlivněna více než pevnost v příčném tahu. Ngoc Son H., Hosoda A.: Detection of microcracking in concrete subjected to elevated temperature at very early age by acoustic emission, Journal of Advanced Concrete Technology, Vol. 8, No. 2, June 2010, pp. 201–211

sahu koroze výztuže, zatímco na prvcích s třmínky se téměř neprojevila žádná změna v soudržnosti až do rozevření trhliny na šířku w = 0,6 mm. Sevření třmínky nebylo narušeno nárůstem koroze výztužných prutů ve studovaných podmínkách. Použitý program založený na MKP je schopen realisticky simulovat výsledky získané experimentálním výzkumem.

Z L E P Š O VÁ N Í P Ř E D P O V Ě D Í S TAV U K O M B I N A C Í RŮZNÝCH METOD

Koroze výztuže je primární příčinou poškození železobetonových konstrukcí vystavených působení chloridů. Výsledky korozních procesů zvyšují náklady na údržbu konstrukcí. Proto posuzování stavu stávajících konstrukcí z hlediska jejich použitelnosti nabývá stále většího významu. Jako příklad jsou použity garáže a je vysvětleno, jak se v závislosti na čase a místu může vyvíjet stav konstrukce. Výsledky byly získány kombinací pravděpodobnostních metod s poznatky z místních šetření. Použitý postup umožňuje optimalizovat náklady vhodnou strategií údržby založenou na vyhodnocení procesu porušování konstrukce v závislosti na čase a místu.

Fischer Ch., Ožbolt J. Gehlen Ch.: Experimentelle und numerische Untersuchungen zum Einfluss der Bewehrungskorrosion auf das Verbundverhalten zwischen Stahl und Beton, Beton- und Stahlbetonbau 105 (2010), Heft 5, pp. 284–293

RSTAB RFEM Program pro výpočet rovinných i prostorových prutových konstrukcí

Gehlen Ch., von Greve-Dierfeld S.: Optimierte Zustandsprognose durch

Program pro výpočet konstrukcí metodou konečných prvků

Navrhování podle nových evropských norem

kombinierte Verfahren, Beton- und Stahlbetonbau 105 (2010),

4/2010

❚

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

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 ...

Článek představuje výsledky experimentálního výzkumu a numerické simulace soudržnosti betonu a výztuže napadené korozí. Vyšetřována byla koncová část nosníku – kotevní oblast výztužných prutů se zaměřením na sledování odlišností při použití výztuže různých průměrů prutů, krytí a vlivu sevření výztuže při zasažení postupující korozí. Bylo zkoušeno šest různých prvků bez koroze a v různém stadiu korozního napadení. Byla naměřena výsledná maximální šířka trhliny w = 1,3 mm při zasažení výztužného prutu korozí do hloubky xcorr = 500 μm. Studie ukázala, že pokles soudržnosti betonu a výztuže v prvcích bez třmínků má exponenciální závislost na nárůstu roz-

www.dlubal.cz

E X P E R I M E N TÁ L N Í A N U M E R I C K É V Y Š E T Ř O VÁ N Í S O U D R Ž N O S T I B E T O N U A V Ý Z T U Ž E N A PA D E N É KOROZÍ

Demoverze zdarma ke stažení

Heft 5, pp. 274–283

27.3.2009 9 5 10:16:36

AKTUALITY

❚

TOPICAL SUBJECTS

SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA V ČR STAVBY Z BETONU NA DÁLNICI D8 Seminář Termín a místo konání: 7. září 2010, Litoměřice • Mosty na D805 • Tunely a další objekty na D805 • Zkušenosti ze stavby D805 • Výhled financování a PPP projekty • Významné stavby navazující na D805 Kontakt: Sekretariát ČBS, e-mail: [email protected], www.cbsbeton.eu DESIGN OF CONCRETE STRUCTURES USING EN 1992-1-1 1. mezinárodní workshop Termín a místo konání: 16. a 17. září 2010, Praha • Background of EN 1992-1-1 • Main features in National Annex • Experience with National Annex • Experience with practical design • Tables, charts and aids for design of concrete structures • Proposals of major changes for the next revision of standard Kontakt: e-mail: [email protected], http://concrete.fsv.cvut.cz/dcs2010/ BETONOVÉ KONSTRUKCE PRO OBDOBÍ NOVÝCH VÝZEV 6. středoevropský kongres CCC Termín a místo konání: 30. září a 1. října 2010, Mariánské Lázně • New projects in Central European infrastructure network • Concrete structures exemplarily integrated into environment • Innovative concrete structures for the challenging times • Inspiring road and railway bridges and tunnels • Advanced concrete structures for power and water related industries • Worthwhile impulses from outside the Central European region Kontakt: Sekretariát ČBS, e-mail: [email protected], www.ccc2010.eu ZKOUŠENÍ A JAKOST VE STAVEBNICTVÍ 2010 6. konference Termín a místo konání: 5. až 6. října 2010, Brno • Zkoušení betonových konstrukcí • Přístrojová technika • Normalizace a certifikace ve stavebnictví, řízení jakosti a kvality Kontakt: www.zkouseniajakost.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, budovy, energetické 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 ZAHRANIČNÍ KONFERENCE A SYMPOZIA LARGE STRUCTURES AND INFRASTRUCTURES FOR ENVIRONMENTALLY CONSTRAINED AND URBANISED AREAS 34. IABSE sympozium Termín a místo konání: 22. až 24. září 2010, Benátky, Itálie • Basis of Design, Infrastructure Hazard and Safety Concepts • Management and Planning of Operation and Maintenance • Infrastructure Design as a Meeting Point for Architecture and Engineering • Ethics and Social Responsibility Kontakt: e-mail: [email protected], www.iabse.org/venice2010 BETONÁRSKE DNI 2010 Mezinárodní konference Termín a místo konání: 21. až 22. října 2010, Bratislava

96

• 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 • Fundamental and materials science aspects • Powdered materials and aggregate, Chemical admixtures • Workability and rheology, Flow modeling • Test methods and processing • Mix design, Production and quality control • Casting and construction issues • Structural performance and design • Engineering and visco-elastic properties • Transport properties and durability • Aesthetics, Case studies, Specifications • Economic, worker‘s health, and environmental benefits • Fibre-reinforced SCC • Self-levelling concrete, Semi-flowable SCC 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/ ANALYTICAL MODELS AND NEW CONCEPTS IN CONCRETE AND MASONRY STRUCTURES 7. mezinárodní konference Termín a místo konání: 13. až 15. června 2011, Krakow, Polsko • 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 • Durability assessment and environmental effects on concrete • Models and numerical simulations for concrete at macro/meso/micro-scales 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 • Admixtures and Additives • Concrete Durability and Concrete Sustainability • Fibre Reinforced Concrete • Fresh Concrete Modelling and Simulations • High Ductility Composites • Internal Curing, Volume Stability and Shrinkage • Lightweight Concrete • Microstructure • Self Compacting Concrete • Ultra High Strength / Ultra High Performance Concrete Kontakt: www.hpc-2011.com TALLER, LONGER, LIGHTER IABSE-IASS symposium Termín a místo konání: 20. až 23. září 2011, Londýn • Concepts and planning, Design and construction • Analysis and methods • Materials and durability, Saving energy and extending life • Operation and maintenance, Instrumentation and monitoring Kontakt: e-mail: [email protected], http://www.iabse-iass-2011.com/ 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/


❚

4/2010

CMB_BetonUnivers180x127,5-TSK.indd 1

31.5.10 17:18

Vaše spojení s vývojem nových technologií TECHNOLOGIE • manipulace s těžkými břemeny • výsuv mostních konstrukcí • letmá betonáž • mostní segmenty • bezesparé předpínané podlahy • šplhavé a posuvné bednění DODATEČNÉ PŘEDPÍNÁNÍ • konstrukcí budov • mostních konstrukcí • sil, nádrží, zásobníků • mostní závěsy GEOTECHNIKA • opěrné stěny • trvalé zemní kotvy • mikropiloty a zemní hřebíky PRODUKTY • závitové tyčové systémy • mostní ložiska

VSL SYSTÉMY (CZ), s.r.o. V Násypu 339/5, 152 00 Praha 5 tel: +420 251 091 680 fax: +420 251 091 699 e-mail: [email protected], http://www.vsl.cz

Náš beton má říz…

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 SDRUŽENÍ PRO SANACE BETONOVÝCH KONSTRUKCÍ

www.ebeton.cz

2010 MOSTY A VOZOVKY

Recommend Documents