2011 MOSTY A DOPRAVNÍ STAVBY

4/2011

MOSTY A DOPRAVNÍ STAVBY

SPOLEČNOSTI A SVAZY PODPORUJÍCÍ ČASOPIS

CO NAJDETE V TOMTO ČÍSLE

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

6/

TECHN OLOGIE PŘEDPJATÉHO BETONU PŘI STAVBĚ MOSTU PŘES ŘEKU EBRO VE ŠPANĚLSKU

28/

LÁVKA PRO PĚŠÍ PŘES LAKE HODGES, SAN DIEGO, USA

STOLETÉ VÝROČÍ MOSTU RISORGIMENTO PŘES TIBERU V ŘÍMĚ

OPTIMALIZACE CHLAZENÍ OBLOUKU OPARENSKÉHO MOSTU

/ 62

/ 34

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

21/

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

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

NOVÝ FINIŠER NA CEMENTOBETONOVÝ KRYT VOZOVEK UVEDEN DO PROVOZU

40 /

MOST PŘES INUNDAČNÍ ÚZEMÍ U VESELÍ

/ 54

MOSTY SLOVENSKÉ R1 – DŮRAZ NA KVALITU, RYCHLOST

ESTAKÁDA PŘES ÚDOLÍ A TRAŤ U OBCE TŘEMOŠNÁ

/ 24

OBSAH

❚

CONTENT

Ú V O DNÍ K Milan Kalný

/2

OPTIMALIZACE CHLAZENÍ OBLOUKU OPARENSKÉHO MOSTU

Vít Šmilauer, Jan L. Vítek, Bořek Patzák, Zdeněk Bittnar

TÉMA

/ 62

/3

VELKÝ ÚSPĚCH FIB SYMPÓZIA PRAGUE 2011

/5

Peter Briatka, Peter Makýš

/ 66

S TAV E B NÍ KO NST R U K C E

VLIV OBSAHU VZDUCHU VE ZTVRDLÉM PROVZDUŠNĚNÉM BETONU NA HODNOTU STATICKÉHO MODULU PRUŽNOSTI A PEVNOSTI V TLAKU STANOVENÉ NDT METODAMI

TECHNOLOGIE PŘEDPJATÉHO BETONU PŘI STAVBĚ MOSTU PŘES ŘEKU EBRO VE ŠPANĚLSKU

Tomáš Vymazal, Oldřich Žalud, Petr Misák, Barbara Kucharczyková, Petr Janoušek

Jiří Stráský, Diego Cobo, Petr Novotný, Ingrid Raventos

/6

LÁVKA PŘES HARBOR DRIVE V SAN DIEGU, KALIFORNIE, USA Jiří Stráský, Radim Nečas / 14 MOST PŘES INUNDAČNÍ ÚZEMÍ U VESELÍ NAD LUŽNICÍ

Tomáš Landa, Lukáš Klačer, Pavel Poláček

/ 21

/ 73

VLIV ZKUŠEBNÍCH FOREM A OŠETŘOVÁNÍ TĚLES NA VÝSLEDKY ZKOUŠEK FYZIKÁLNĚMECHANICKÝCH A TRVANLIVOSTNÍCH CHARAKTERISTIK ZTVRDLÉHO BETONU

Tomáš Vymazal, Oldřich Žalud, Petr Misák, Barbara Kucharczyková, Ivo Rumel

/ 76

KONCEPCE DLOUHODOBÉHO SLEDOVÁNÍ MOSTŮ NA DÁLNICI D47

Miloš Zich ESTAKÁDA PŘES ÚDOLÍ A TRAŤ U OBCE TŘEMOŠNÁ

Marcel Mimra, Lukáš Procházka

/ 24

/ 87

VÝBUCHOVÁ ODOLNOST MOSTNÍ KONSTRUKCE ZE ŽELEZOBETONU A ŽELEZOBETONU S PP VLÁKNY / 40

Marek Foglar, Eva Sochorová, Martin Kovář, Alena Kohoutková, Vladimír Křístek

/ 34

MATE R I Á LY A T E CH N O L OG I E TECHNOLOGICKÉ ASPEKTY VÝVOJE A APLIKACE VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU V PODMÍNKÁCH ČESKÉ REPUBLIKY – ČÁST II. VLASTNOSTI VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU A JEJICH ZKOUŠENÍ Ivailo Terzijski / 44

/ 90

/ 54

BETONOVÁ STRATEGIE PRO PROJEKT PEVNÉHO SPOJENÍ PŘES PRŮLIV FEHMARN – STRATEGIE PRO BETONOVÉ KONSTRUKCE S ŽIVOTNÍM CYKLEM 120 LET Ulf Jönsson, Christian Munch-Petersen / 56

VĚD A A VÝZ KUM HYDRATACE CEMENTU S PŘÍMĚSÍ CIHELNÉ KERAMIKY

4/2011

❚

PRŮVODCE ZATÍŽENÍM MOSTŮ POZEMNÍCH KOMUNIKACÍ SILNIČNÍ DOPRAVOU, CHODCI A CYKLISTY PODLE ČSN EN 1991-2 Petr Jančík / 94

A K T U A L I TY PÁR POZNÁMEK K ČLÁNKU „BETONOVÉ KONSTRUKCE NÁDRŽÍ“ RECENZE ZAHRANIČNÍCH KNIH SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA

NOVÝ FINIŠER NA CEMENTOBETONOVÝ KRYT VOZOVEK UVEDEN DO PROVOZU

Vratislav Tydlitát, Jan Zákoutský, Robert Černý

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

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

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

STOLETÉ VÝROČÍ MOSTU RISORGIMENTO PŘES TIBERU V ŘÍMĚ

Jiří Šrutka

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

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

H IS TO R I E

Karel Dahinter

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

/ 28

MOSTY SLOVENSKÉ R1 – DŮRAZ NA KVALITU, RYCHLOST VÝSTAVBY A ESTETIKU

Michal Sýkora

/ 80

SMYKOVÁ ÚČINNOST DESKOVÝCH PRVKŮ PODPÍRAJÍCÍCH KONZOLY KOMOROVÝCH MOSTŮ

Lukáš Kadlec, Vladimír Křístek, Lukáš Vráblík

LÁVKA PRO PĚŠÍ PŘES LAKE HODGES, SAN DIEGO, KALIFORNIE, USA

Jiří Stráský, Richard Novák

ROČNÍK: jedenáctý ČÍSLO: 4/2011 (vyšlo dne 12. 8. 2011) VYCHÁZÍ DVOUMĚSÍČNĚ

MOŽNO ÚČINNE POUŽIŤ PÓROVITÉ KAMENIVO NA VNÚTORNÉ OŠETROVANIE BETÓNU?

ANKETA ODBORNÍKŮ: ZHODNOCENÍ DŮSLEDKŮ OPATŘENÍ MINISTERSTVA DOPRAVY BĚHEM LÉTA 2010 PO ROCE OD JEJICH ZAVEDENÍ

/ 59

/ 94 / 58, 72

REDAKCE, OBJEDNÁVKY PŘEDPLATNÉHO A INZERCE: mob.: 604 237 681, 602 839 429 (tel. linka 224 812 906 zrušena) e-mail: [email protected] [email protected] ROČNÍ PŘEDPLATNÉ: 540 Kč (+ poštovné a balné 6 x 30 = 180 Kč), cena bez DPH 21 EUR (+ poštovné a balné 7,20 EUR), cena bez DPH, studentské 270,- Kč (včetně poštovného, bez DPH)

/96

F IR E MN Í PR E Z E N TAC E PONTEX / 27 SMP CZ / 33 Betosan / 43 NEKAP / 43 Červenka Consulting / 43 Podlahy 2011 / 58 Arch For People / 79 Redrock Construction / 89 Ing. Software Dlubal / 93 Fibre Concrete 2011 / 96 7. kongres CCC / 3. strana obálky Beton University / 3. strana obálky SVC ČR / 4. strana obálky

technologie • konstrukce • sanace • BETON

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

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: Noční pohled na lávku přes Harbor Drive, San Diego, USA, foto: Tomás Kompfner BETON TKS je přímým nástupcem časopisů Beton a zdivo a Sanace.

1

ÚVODNÍK

❚

EDITORIAL

O PRAVIDLECH HRY Milé čtenářky, vážení čtenáři, nedovedu si představit, že by některé sportovní utkání pískal rozhodčí, který nikdy tento sport neprovozoval a nečetl ani mezinárodně platná pravidla. Asi by měl velký problém, jak se dostat po zápase domů ve zdraví a ještě dlouho potom by se nemohl objevit na veřejnosti. A už vůbec nevím, jak by to dopadlo, kdyby se pravidla hry měnila během utkání. I ve sportu se někdy objeví podivné výsledky a rozhodování nemůže nikdy objektivně uspokojit všechny účastníky, ale tohle by asi neprošlo. Při zadávání veřejných zakázek ve stavebnictví se hraje o hodně, zde však nejde jen o první cenu, ale hlavně o poskytnutí stavebních prací nebo služby s dlouhodobým efektem na funkční prostředí celé společnosti. Nastavení jasných pravidel, jejich stabilita a pečlivá kontrola jsou tedy velmi žádoucí. Tyto činnosti zadavatele dnes často nahrazují politická rozhodnutí nebo služby najatých právních kanceláří. Podívejme se, s jakými skutečnostmi se můžeme setkat. Zachování a rozvoj efektivní hospodářské soutěže ve všech sektorech národního hospodářství je primárním cílem Úřadu pro ochranu hospodářské soutěže (ÚOHS). Účinná a férová soutěž mezi subjekty na trhu je motorem ekonomiky a přináší koncovým spotřebitelům nezanedbatelné výhody v podobě nižších cen, lepší kvality a pestřejšího výběru produktů. Činnost ÚOHS významně přispívá k ochraně pravidel soutěže před nezákonným jednáním některých soutěžitelů. Mezi evidentně správná a prospěšná rozhodnutí se však někdy vloudí i zmetek s dalekosáhlými důsledky. Příkladem tohoto rozhodnutí je zadávání víceprací, od nichž nelze odečítat hodnotu souvisejících méněprací. Z tohoto pochybného rozhodnutí, které de facto brání navrhnout jakékoli i velmi prospěšné změny u špatně připraveného projektu, se odvozuje celá řada dalších nařízených postupů. Ve výkladovém stanovisku ÚOHS z roku 2010 se uvádí: „... v průběhu plnění veřejné zakázky může nastat skutečnost, že je třeba realizovat práce, které nebyly předmětem původní veřejné zakázky. Takové práce (či množství materiálu) nebyly zadavatelem v podmínkách původní veřejné zakázky obsaženy, a proto se jedná o nový předmět plnění tedy novou veřejnou zakázku (vícepráce), byť s původní veřejnou zakázkou bezprostředně souvisí. Taková veřejná zakázka musí být s ohledem na její předpokládanou hodnotu zadána jednou z forem zadávacích řízení. Pokud to zákon připouští, může zadavatel nový předmět plnění veřejné zakázky (vícepráce) zadat přímo dodavateli, který realizuje původní veřejnou zakázku, a zpravidla jsou vícepráce sjednány formou dodatku k původní smlouvě. V praxi, zejména při realizaci rekonstrukcí staveb ale dochází k oběma variantám – méněpráce a vícepráce – současně, přičemž není vyloučeno, aby za účelem jejich sjednání uzavřel zadavatel s dodavatelem jeden dodatek k původní smlouvě. Při volbě vhodné formy zadání veřejné zakázky, tedy při kalkulaci předpokládané hodnoty, však nelze kalkulovat úhrnem méněpráce a vícepráce, neboť novou veřejnou zakázkou jsou pouze vícepráce, které nebyly zadavatelem v původní veřejné zakázce vymezeny...“ Tolik stanovisko oprávněného úřadu. Neznám stavbu, kte2

rou by šlo realizovat beze změn soupisu prací. Geologické podmínky, nedostatek informací ve fázi přípravy zadání, technologie vybraného zhotovitele, probíhající změny předpisů, dodatečné požadavky účastníků stavebního řízení, vynucené změny harmonogramu, nové materiály atd. jsou vždy součástí stavebního procesu. Příprava a realizace velkých staveb trvá řadu let a změny předvídané i neočekávané, příznivé i nežádoucí jsou prostě nevyhnutelné. Rozumný zadavatel si pro možné změny vytvoří rezervu. Pro dopravní stavby platí od roku 2001 Obchodní podmínky staveb, které vycházejí z mezinárodně uznávaných podmínek FIDIC. Uplatnění těchto podmínek vyžadují obvykle banky nebo mezinárodní finanční instituce, a také jsou předpokladem i pro poskytování dotací. Významnou roli v těchto podmínkách zastává kvalifikovaný, kompetentní a nezávislý „Engineer“ (v české terminologii správce stavby), který má právo i posuzovat a rozhodovat sporné věci v souladu se smlouvou. Zatímco v zahraničí činnost „Engineera“ vykonávají většinou konzultační inženýři, kteří mají dostatečné zkušenosti s plánováním, navrhováním, inspekcí a řízením staveb, v českých podmínkách je to spíše výjimečné. Rozhodování se přesouvá na tak vysokou úroveň, že není možné zajistit dostatečné znalosti o každé stavbě a místo dodržování daných pravidel se vydávají subjektivní rozhodnutí. Odbornost konzultačního inženýra tak zůstává nevyužita a jemná rovnováha mezi vědou, uměním a praktickými odbornými zkušenostmi, se kterou inženýr překonává nejistoty a rizika stavební praxe, není nalezena. Pokud na rozhodujících pozicích ve stavebnictví budou místo inženýrů rozhodovat ekonomové, právníci nebo dokonce diletanti (dle Wikipedie osoba zabývající se ze své záliby či zájmu něčím, pro co ona sama nemá odbornou průpravu, potřebné znalosti, dovednosti či praxi; v původním významu člověk, jenž obdivuje umění; dnes bychom asi mohli dodat umění správy věcí veřejných), nemůžeme se divit neustálým změnám koncepce, nekompetentním rozhodnutím, eskalaci nákladů staveb a snižování komfortu veřejné služby, kterou má státní správa zajistit. Je však třeba po pravdě přiznat, že ne každý inženýr má praxí prověřenou důvěryhodnost takovou, aby mohl poskytovat kvalitní, poctivé a nezávislé služby klientům a veřejnosti. Na výchově inženýrů je nutno trvale pracovat, zejména neustále poskytovat příležitosti k uplatnění a získání potřebné jistoty díky prověřené praxi. Tak jako žádné sebelepší zákony a normativní postupy nemohou odstranit rizika a nebezpečí netransparentnosti, manipulace a korupce ve výběrových řízeních a veřejných soutěžích, tak ani neustálé personální změny v odborných institucích tento stav nezlepší. Nedávno jsem se bavil s prof. Martim z Zürichu, proč jsou švýcarské normy pro navrhování tak stručné a přitom výstižné. Řekl mi: „Ve Švýcarsku dbáme na dodržování tradic a stále věříme, že dobré vzdělání a předávání praktických zkušeností mezi inženýry je podstatně důležitější než předpisy“. K výběru správného konzultanta se pravidelně vyjadřují i zkušení představitelé nejvýznamnějších rozvojových bank, kteří prohlásili, že „Zadavatelé by si měli více uvědomovat důležitosti výběru konzultantů a dopadu výběru konzultanta na celkovou kvalitu dokončeného projektu. Úspora zlomku ceny projektu je vzhledem k potenciálním rizikům bezvýznamná.“ Dočkáme se někdy podobných výroků a praxe i u nás?

BETON • technologie • konstrukce • sanace

Ing. Milan Kalný

❚

4/2011

TÉMA

❚

TOPIC

ANKETA ODBORNÍKŮ: ZHODNOCENÍ DŮSLEDKŮ OPATŘENÍ MINISTERSTVA DOPRAVY BĚHEM LÉTA 2010 PO ROCE OD JEJICH ZAVEDENÍ ❚ SURVEY OF EXPERT OPINION: ASSESSMENT OF MEASURES TAKEN UP BY MINISTRY OF TRANSPORT ONE YEAR AFTER THEIR INTRODUCTION Během léta 2010 zavedl tehdejší ministr dopravy Vít Bárta úsporná opatření v oblasti výstavby dopravní infrastruktury v ČR. S odstupem roku hodnotí jejich výsledný přínos pro stav dané oblasti odborníci, kteří opat-

v roce 2010 dočerpáno 17 mld. Kč a že byly zastaveny prostředky na údržbu komunikací se všemi důsledky z toho plynoucími pro uživatele.

ření okomentovali bezprostředně po jejich zavedení v září 2010 v 9. čísle časopisu Stavitelství. ❚ Economic measures in the field of the transport infrastructure building in the Czech Republic were taken up by the Minister of transport of that time, Vít Bárta during the summer 2010. One year after resulting contributions of those measures for the situation in the transport infrastructure building sphere are assessed by a group of experts, the same who commented them on pages of the September issue of the journal Stavitelství, Vol. 9/2010.

Během léta a časného podzimu 2010 vyhlásil tehdejší ministr dopravy ČR Vít Bárta tažení za úsporami v oblasti výstavby dopravní infrastruktury. Kolem opatření, která měla úspory zajistit, vznikla mezi odbornou veřejností široká polemika. Teď, po téměř roce od jejich zavedení, je příležitost zhodnotit učiněná rozhodnutí a posoudit jejich skutečné přínosy či ztráty. Časopis Beton TKS oslovil zástupce dodavatelské a investiční sféry v oblasti výstavby dopravní infrastruktury, prezidenta Svazu podnikatelů ve stavebnictví Ing. Václava Matyáše, předsedu Sdružení pro výstavbu silnic Ing. Petra Čížka a čestného předsedu České komory autorizovaných inženýrů a techniků činných ve výstavbě Ing. Václava Macha, kteří se k aktuální situaci vyjádřili na podzim roku 2010 na stránkách časopisu Stavebnictví 9/2010, a požádal je o jejich názory na vývoj v uvedené oblasti. (Požádali jsme o názor také čtvrtého zúčastněného pana Ing. Pavla Švagra, CSc., náměstka generálního ředitele Českých drah, a. s., pro personální záležitosti, dřívějšího ředitele Státního fondu dopravní infrastruktury, ale do uzávěrky čísla se nám jeho názory nepodařilo získat.)

Jak nyní s téměř ročním odstupem hodnotíte výsledky jednání stavebních firem s Ministerstvem dopravy během léta a podzimu 2010? Ing. Václav Matyáš: Výsledky jednání byly bohužel prezentovány zcela odlišně bývalým panem ministrem a zcela jinak představiteli dodavatelů. Zatímco si pan ministr pochvaloval, k jakým slevám v řádu miliard korun donutil firmy, odborná veřejnost, a jsem přesvědčen, že i většina občanů, pochopila, že se nejedná o žádné slevy, ale o úspory, které vznikly, lépe řečeno mohou vzniknout změnou nepřiměřeně a zbytečně náročného zadání investora, neodůvodněnou objektovou skladbou, předurčující výši ceny již ve fázi projektu. Dalšími faktory, jež se promítají do cen, jsou dopady problematických výkupů pozemků vyvolávající soudní spory, potřeby změny projektů, posuny termínů výstavby. Ani tyto náměty ale nelze realizovat jen tak v běhu, jsou vázány na stavební řízení, stavební povolení, smlouvy o dílo atd. Zcela negativně musím hodnotit skutečnost, že z rozpočtu Státního fondu dopravní infrastruktury nebylo, neznámo proč, 4/2011

❚

Ing. Petr Čížek: Dle mého názoru by se to dalo shrnout jako velmi úspěšná PR akce, kterou se zřejmě podařilo přesvědčit většinu českých občanů a s nimi i některé novináře, že v naší republice stavíme nejdražší a nejnekvalitnější dálnice na světě, že většina českých stavebních firem zabývajících se dopravní infrastrukturou jsou zloději a korupčníci, kteří dokonce používají při stavění „falzifikáty“ (viz velmi vydařená akce „svodidla“). Pro stav dopravní infrastruktury to znamenalo podstatné zhoršení stavu. Ing. Václav Mach: Z jednání není prakticky žádný výsledek. Uváděná úspora cca 800 mil Kč nejde na vrub ceny stavebních prací, ale znamená vypuštění některých objektů a zrušení rezerv v rozpočtech. Pro další vývoj je to prakticky bezcenné.

Jaký je z Vašeho pohledu aktuální vývoj státních investic do oblasti výstavby silnic a dálnic? Ing. Václav Matyáš: Čím dále horší. Pro letošní rok obdržel SFDI o 33 mld. Kč méně než v minulém roce. Podle toho, jak prozatím vypouští Ministerstvo financí kouřové signály o rozpočtu pro rok 2012, lze očekávat další prohloubení krize v budování dopravní infrastruktury. O tom, že by Ministerstvo dopravy zamýšlelo pro příští léta stav vylepšovat, není možné vůbec uvažovat. Naopak. Nezahajování staveb, zastavení investorské přípravy dalších staveb bude mít katastrofální důsledky pro budoucnost. Uvážíme-li, že při současném stavu legislativy trvá příprava stavby komunikace v průměru 9,5 roku, je jasné, že až přijde doba finančně příznivější pro veřejné zakázky, nebude kde stavět. Další doslova tragédií je, že nedostatek národních zdrojů na budování dopravní infrastruktury znemožní čerpání desítek miliard v Operačních programech Doprava, financovaných z evropských peněz. K tomu není třeba již nic dalšího dodávat, jenom snad to, že na základě těchto politických rozhodnutí naše republika ztrácí velmi rychle konkurenceschopnost, navzdory všem krásným dokumentům o jejím trvalém posilování. Je třeba si uvědomit, že finance do stavebního průmyslu proudí ne pro zisky firem, ale pro veřejný užitek. O tom musí být veřejnost srozumitelně informována a nikoli klamána zcela nepodloženými údaji o předražených komunikacích. Ing. Petr Čížek: Vládě se velmi daří devastovat stav dopravní infrastruktury. Je to důsledkem naplňování vládní strategie: úspory – šetření – úspory – šetření. To, že významný příliv investic do dopravní infrastruktury v sousedním Německu byl jedním z důvodů úspěšného překonání hospodářské krize a „rozpumpování“ celé ekonomiky země, se zřejmě v ČR nedá použít. Úplnou tragédií by ale bez


3

TÉMA

❚

TOPIC

legrace bylo, kdyby státní rozpočet neposkytl alespoň prostředky na pokrytí národního podílu nutného na čerpání peněz z Operačního programu Doprava. Rezignace na evropské peníze by byla trestuhodná.

rých stavebních objektů (což bylo v minulosti presentováno jako úspory), dozvěděli jsme se, že to „ŘSD dalo na ministerstvo a tam to leží“.

Ing. Václav Mach: Nevím, jestli trvalý pokles investic do dopravních staveb je možné nazvat vývojem. Katastrofou je prakticky zastavená příprava staveb. Je-li z oškubaných cen na přípravu staveb ke konci června vyčerpáno pouze 9 %, znamená to prakticky zastavení výstavby v dalších letech. Včetně ztráty „evropských peněz“. Důvody pro tento trend jsou jistě různé. Za rozhodující považuji rozsáhlou výměnu pracovníků investorských organizací. Významnou roli hraje i záporná medializace každého výběrového řízení, proti které není obrana.

Ing. Václav Mach: Kromě nezávazných řečí nevím o žádné podstatné úpravě, která by směřovala k úsporám při výstavbě a opravách komunikací. Pokusy o vytvoření anonymních specializovaných týmů, nebo návrhů na dílčí řešení (např. u mostů) jsou bez veřejné diskuze vždy nebezpečné. Mohou totiž vést k lobbistickým závěrům obdobným např. podpoře slunečních elektráren. Přestože jsem zásadně pro omezování počtu úředníků, domnívám se, že vytvoření státní expertizy, nezávislé na MD i na SFDI by bylo největším přínosem zejména v první fázi přípravy staveb.

Můžete již zhodnotit, co finančně znamenalo „zakonzervování“ rozestavěných silničních staveb? Jaký je současný poměr nákladů na zakonzervování k dosaženým úsporám?

Máte, vzhledem k Vašim názorům na tzv. „čínskou“ cestu výstavby dálnic, pocit zadostiučinění poté, co polská vláda zveřejnila úmysl odstoupit od smlouvy s čínským partnerem pro údajné neplnění závazků?

Ing. Václav Matyáš: V korunách, spíše ve stovkách milionů, to nedovedu vyčíslit. Určitě bych měl neklidnější spaní. Zakonzervování ale každopádně znamenalo poměrně vysokou ztrátu pracovních míst, odchod vysoce kvalifikovaných pracovníků, zkracování životnosti územních rozhodnutí a stavebních povolení, propadání platnosti vyjádření, stanovisek a rozhodnutí, nevyužívání nakoupených strojů a zařízení, vystavěných betonárek, obaloven atd. Poměr nákladů k pseudoúsporám je jednoznačně záporný. Navíc je třeba mít na zřeteli, že škody dnes nelze podtrhnout a sečíst s konečným výsledkem. Ty s časem narůstají. Deště dál prohlubují eroze násypů, vymílají příkopy, zloději pokračují v uřezávání kabelů a odvážení materiálu na staveništích, které nelze uhlídat, protože mají délku mnoha kilometrů. Podle tzv. manažerského rozhodnutí bývalého vedení ministerstva se ale šetří, ať to stojí, co to stojí.

Ing. Václav Matyáš: Samozřejmě jsme byli znepokojeni rozhodnutím polské vlády zadat výstavbu dálnice firmě, která nabídla silně dumpingovou cenu jenom proto, že je dotována svojí vládou. Nebyla to poctivá konkurence a navíc taková praxe v Evropské unii není dovolená. Reakce a protesty evropských stavebních institucí a svazů na tuto skutečnost byly zaslány předsedovi EU Barossovi a dalším vrcholným představitelům EU. Zadostiučinění není ten nejsprávnější výraz. Jde spíš o smutek nad tím, jak je možno s vážnou tváří uvažovat i u nás o pozvání levných čínských firem, protože je nutné „kultivovat ceny českých stavařů“. Jsme rádi za to, že Poláci zaplatili školné i za nás ostatní. Nekvalitní stavba, nedodržování základních obchodních pravidel, chaotické řízení projektu, to všechno bude mít za následek prodražení stavby nad úroveň, kterou nabízely soutěžící konsorcia místních a evropských firem. Otevření trhu zahraničnímu dodavateli z třetích zemí, který by pomocí dumpingových cen kompenzovaných státními podporami vytlačoval domácí firmy a vytvořil si předpolí pro trvalé umístění na českém trhu, není cesta správným směrem. Bylo by to hledání řešení v jednom dílčím úseku na úkor problémů, které by se projevily v násobné míře jinde.

Ing. Petr Čížek: Zhodnotit to nemohu, protože naše firma nic nekonzervovala a o ostatních společnostech nemám informace. Podle mne nemůže k žádným úsporám dojít. Možná krátkodobě ano, ale celkově konzervace stavby vždy zákonitě znamená celkové prodražení. Ing. Václav Mach: Nevím.

Podařilo se Vám prosadit některá z úsporných opatření při výstavbě silnic a dálnic, která jste v roce 2010 navrhovali? Ing. Václav Matyáš: Z toho, co je mi známo, nejde o žádné velké činy. Je to zřejmě dáno i prudkými personálními změnami nejen na ministerstvu, ale i v investorských organizacích – ŘSD a také SŽDC v případě železnice, která je neméně významnou součástí dopravní infrastruktury. Ing. Petr Čížek: Nevím o tom, že by se nám něco podařilo. Když se naše delegace informovala koncem června na ŘSD, co se stalo s dohodami složitě projednávanými na jednotlivých rozestavěných stavbách mezi investorem, projektantem a zhotovitelem o oddálení výstavby či vypuštění někte4

Ing. Petr Čížek: Pocit zadostiučinění rozhodně nemám. Nic jiného se ani nedalo očekávat. Mám pouze smutný pocit z toho, kam se dostalo české silniční hospodářství v roce 2011. A doufám, že se mne nezmocní pocit beznaděje, že se totální devastace silniční dopravní infrastruktury již nedá zastavit. Budu se snažit, abych burcoval k tomu, abychom tomu všichni společně zabránili. Ing. Václav Mach: Proklamativní politické prohlášení, které bylo „plácnutím do vody“ nemůže při svém krachu vyvolat žádnou satisfakci. Děkujeme všem osloveným za jejich odpovědi. Bohužel všechny jsou vzhledem k současnému vývoji ve výstavbě dopravní infrastruktury v ČR velmi pesimistické. Nezbývá, než doufat, že zastavení popsaných negativních trendů je ještě možné. připravila Jana Margoldová


❚

4/2011

TÉMA

❚

TOPIC

VELKÝ ÚSPĚCH fib SYMPÓZIA PRAGUE 2011

Obr. 1 Dr. Vladimír Červenka převzal od prezidenta fib Prof. Balázse fib Medal of Merit Obr. 2 Diskutující Prof. Giuseppe Mancini, naslouchají Prof. Bažant a Dr. Červenka

Z vyjádření přímých účastníků i dle ohlasů na internetu je zřejmé, že letošní výroční fib sympózium, které se pod názvem PRAGUE 2011 – CONCRETE ENGINEERING FOR EXCELLENCE AND EFFICIENCY konalo 8. až 10. června 2011 v pražském hotelu Clarion Congress Hotel Prague, bylo velmi úspěšné odborně, společensky i organizačně. Pořadatele Českou betonářskou společnost ČSSI k tomu zavazovala i tradice úspěšného pořádání velkých akcí fib (FIP) v minulosti. Úspěchy FIP kongresu v roce 1970 i fib sympózia v roce 1999 jsou dosud v dobré paměti. Program sympózia a více než dvacet souvisejících jednání fib komisí a pracovních skupin přivedly do Prahy na šest dnů přední osobnosti konstrukčního betonu ze všech kontinentů. Vlastního sympózia se zúčastnilo přes 470 odborníků z více než padesáti zemí, nejvíce účastníků přijelo z Japonska, Německa a Itálie. Program přednášek probíhal souběžně ve čtyřech sálech a čtyři sekce prezentací byly věnovány vystaveným posterům. Vědeckému výboru se sešlo přes čtyři sta anotací, z nich se v odborném programu objevilo na tři sta příspěvků, z toho 230 jich bylo předneseno. Vydaný dvoudílný sborník má 1 260 stran a je doplněn CD s příspěvky v jejich plném znění. (Pozn.: sborník je možno u ČBS stále zakoupit.) Šest hlavních tematických sekcí sympózia bylo uvedeno klíčovými přednáškami špičkových odborníků. Cti vyzvané přednášky v úvodní plenární sekci se dostalo Manfredu Curbachovi (Německo), Akio Kasugovi (Japonsko) a Vladimíru Červenkovi (ČR), čestnému členu ČBS, který na úvodním zasedání převzal výroční fib Medal of Merit za mnohaleté zásluhy o rozvoj konstrukčního betonu. Za zvlášť velké pozornosti účastníků probíhala sekce New Model Code – Expected Impacts and Practice of Use, v níž zaznělo na čtyřicet přednášek věnovaných problematice nové modelové fib normy MODEL CODE 2010. Ten4/2011

❚

to technický dokument mimořádného významu, od něhož lze očekávat v budoucnosti četné impulzy k úpravám stávajících návrhových norem, prochází závěrečným a nečekaně náročným připomínkovým řízením. Jeho schválení, k němuž mělo původně dojít právě v Praze, se z tohoto důvodu předpokládá až v říjnu t.r. Navzdory zcela zjevnému úspěchu pražského sympózia se stále hlasitěji ozývají pochybnosti nad charakterem směřování činnosti fib v posledních letech, speciálně nad faktem, že se počet skutečně kvalitních aktivních odborníků zmenšuje a ve stále vyšší míře jej tvoří pracovníci akademické sféry. Na základních číslech pražských sympózií 1999 a 2011 je možné doložit poměrně dramatický odliv expertů ze stavební praxe – projektantů a zejména odborníků stavebních a technologicky specializovaných firem. Naopak výrazně vzrostl podíl referátů doktorandů a čerstvých absolventů univerzit. S tím souvisí i zneklidňující, na sympóziu otevřeně diskutovaná otázka snižující se motivace zástupců stavební praxe k účasti na sympóziích fib. Jak připomínali zejména francouzští kolegové, nejen teorií součinitelů a (pseudo)výzkumem často bizarních příměsí a přísad je vyživována současnost konstrukčního betonu. Moderní beton je o komplexnosti, souhře s dalšími materiály, o invenci technologie výstavby, ale je také o odvaze, designu a emocích. V tomto ohledu má činnost fib značné rezervy, a tím i nevyužitý potenciál k většímu dopadu svých aktivit na širší technickou veřejnost. Pražské fib sympózium bylo jeho účastníky chváleno mj. právě za snahu vrátit charakter hromadných akcí fib tímto směrem, což jeho pořadatele a organizátory velmi těší.

Obr. 3 Diskuze nad návrhem fib Model Code 2010 Obr. 4 Zakončení sympózia (zleva Prof. Silfwerbrand, Prof. Balázs, prezident fib, Ing. Kalný, předseda ČBS, a Prof. Vítek)

1

2

3

Ing. Vlastimil Šrůma, CSc., MBA Výkonný ředitel České betonářské společnosti Předseda organizačního výboru fib sympózia PRAGUE 2011


4

5

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E

❚

STRUCTURES

TECHNOLOGIE PŘEDPJATÉHO BETONU PŘI STAVBĚ MOSTU PŘES ŘEKU EBRO VE ŠPANĚLSKU ❚ BRIDGE ACROSS THE RIVER EBRO, CATALONIA, SPAIN

Jiří Stráský, Diego Cobo, Petr Novotný, Ingrid Raventos Most přes řeku Ebro „Lo Passador“ je popsán z hlediska architektonického a konstrukčního řešení i postupu výstavby. Most je tvořen samokotvenou visutou konstrukcí o třech polích s r ozpětími 69 + 112 + 69 m. Mostovka je zavěšena na čtyřech visutých kabelech situovaných v ose mostu. Torzně tuhá mostovka je tvořena spřaženým čtyřkomorovým nosníkem se třemi stěnami, zakřivenou spodní pásnicí a betonovou mostovkovou deskou. Střední stěna proměnné výšky, která vychází nad mostovkovou desku a nahrazuje tak závěsy klasických visutých konstrukcí, přirozeně odděluje vozovkovou část od klidové poloviny určené pro cyklisty a chodce. ❚

1

2

The bridge across the River Ebro “Lo Passador” is described in terms of its architectural and structural solution, static and dynamic analyses and a process of the construction. The bridge forms a self-anchored suspension structure of three spans of lengths 69.00+112.00+69.00 m. The deck is suspended on four suspension cables situated in the bridge axis. The torsionally stiff deck is formed by a composite four cell box girder formed by three steel webs, curved bottom flange and a concrete deck slab. The central web of a variable depth that protrudes above the deck slab and substitutes suspenders of the classical suspension structures naturally divides a local highway from pedestrian and cyclist routes. The suspension cables have an arrangement similar to the arrangement of external cables of prestressed concrete structures.

30. září 2010 prezident Katalánska slavnostně otevřel nový most přes řeku Ebro (obr. 1). Most nahrazuje přívoz, který spojoval malá katalánská města Deltebre a Sant Jaume d’Enveja situovaná po obou stranách řeky těsně před jejím ústím do moře a převádí jak silniční, tak i cyklistickou a pěší dopravu (obr. 2). S ohledem na prominentní polohu mostu, který je situován v rekreační oblasti v těsném sousedství turistických stezek, bylo rozhodnuto vypsat na nalezení nejlepšího řešení mezinárodní architektonicko-konstrukční soutěž. Byl specifikován plavební profil a místa napojení na stávající komunikace. Bylo požadováno navrhnout zajímavou konstrukci, která odpovídá měřítku krajiny i kulturní tradici spojovaných měst. Aby mostem nebyla 6

přehlušena krajina, byla také specifikována maximální výška konstrukčních prvků nad hladinou řeky do 20 m. Dvoukolová soutěž proběhla v roce 2006. V prvním kole byla hodnocena odborná kvalifikace soutěžících firem; v druhém kole, do kterého postoupilo pět firem, byly hodnoceny návrhy mostů. Je zajímavé, že v porotě byli mimo politiků převážně profesoři z Barcelonské University a jen jeden architekt. Posuzována byla tedy nejen krása mostu, ale i konstrukční a statická efektivita a elegance řešení. Soutěžní návrh vypracovaný firmou Stráský, Hustý a Partneři společně s projekční kanceláři Tec4 z Barcelony získal první cenu a byl vybrán k realizaci. Konstrukci mostu tvoří samokotvená visutá konstrukce, u které jsou tradiční závěsy nahrazeny závěsnými stěna-

mi (obr. 3). Vítězný tým dále vypracoval nabídkový projekt i realizační dokumentaci stavby. Při zpracování projektu jsme se snažili aplikovat naši filozofii návrhu mostů. Je zřejmé, že základní funkcí mostu je bezpečně a hospodárně převést dopravu přes překážku. A architektura mostu musí vyjádřit tuto základní funkci. To však neznamená, že architektura mostu je determinována jen tímto základním požadavkem. Je samozřejmé, že most musí být krásný, proporční a musí odpovídat měřítku krajiny, jeho konstrukce by měla vyjadřovat současnou dobu a pokrok ve vědě i technologii. A především, musí zajistit bezporuchový provoz – most tedy musí dobře sloužit uživatelům. Popisovaný most spojující dvě města převádí nejen osobní vozidla, ale i veš-


❚

4/2011

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E ❚

Obr. 1

Most přes řeku Ebro

Obr. 2

Mostovka (vizualizace)

Fig. 1

Obr. 3

a) Podélný řez, b) půdorys

Obr. 4

Příčný řez mostovkou uprostřed rozpětí

❚

STRUCTURES

Bridge across the Ebro River

Fig. 2 ❚

❚

Deck

Fig. 3

a) Elevation, b) plan ❚

Fig. 4

Cross section of the deck at mid-span

Obr. 5 Vnitřní podpěra: a) příčný řez, b) podélný řez, c) řez C-C, d) řez B-B, e) řez A-A b) elevation, c) section C-C, d) section B-B, e) section A-A

69

❚

Fig. 5

Intermediate support: a) cross section,

69

112

3a

19.3

Ebro

3b

4/2011

❚

1.0

7.8

1.6

8.0

4

0.8

1.8

0.25

0.28 4.7

0.9

2.1

5.3

0.8

2.9

0.8

5.3

2.1

19.3

5b 2.1 -2.0

5a 5c

2.08

8.0

1.4 - 1.1

1.1

2.7 - 2.3

10.9

5d

1.7

0.1

5e

1.0

2.4 - 1.9

3.5

kerou dopravu zajišťující provoz měst. Protože chůze v blízkosti hlučných aut a výfukových plynů není příjemná, rozhodli jsme se oddělit automobilovou dopravu od cyklistické a pěší dopravy. Pro toto oddělení jsme využili základní nosné prvky konstrukce, které jsou situovány v ose mostu: pylony, visuté kabely a závěsné stěny (obr. 2). Spojili jsme tak jejich nosnou a provozní funkci. Vozovka je situována na jedné straně konstrukce a cyklistické a pěší pruhy jsou umístěny na straně druhé – u moře. Cyklistický a pěší pruh je oddělen klidovým prostorem s lavičkami. Dostatečně široký pruh vytváří prostor nejen pro dopravu, ale i pro místo pro setkání, posezení a oddech. Protože most křižuje řeku pod šikmým úhlem, umožnilo situování základních nosných prvků v ose mostu výrazně zjednodušit spodní stavbu. Zavěšení v ose také umožnilo navrhnout jasně čitelnou konstrukci. Most v každém pohledu vytváří tvarově čistou konstrukci. Jak mostovka s římsou, tak i spodní stavba a pylony mají shodné tvarování zdůrazňující proudnicový tvar konstrukčních prvků. Aby mohly být navrženy co nejštíhlejší, kombinují ocel s betonem. Konstrukce je štíhlá, transparentní, visuté kabely spolu se závěsnou stěnou připomínají lana a plachty plachetnic plujících pod mostem.

19.3


7


6

❚

STRUCTURES

7

KONSTRUKČNÍ ŘEŠENÍ

Most má tři pole s rozpětími 69 + 112 + 69 m (obr. 3). Mostovku výšky 2,08 m tvoří čtyřkomorový nosník proudnicového průřezu se zakřiveným podhledem (obr. 2 a 4). Nosník je rámově spojen s jednosloupovými podpěrami, které plynule přecházejí v nízké pylony výšky 8 m (obr. 5). Průřez pilířů se postupně mění od kruhového do eliptického (obr. 6). Mostovka celkové šířky 19,3 m je zavěšena na čtyřech visutých kabelech, které přecházejí přes nízké pylony a jsou na obou koncích mostu kotveny v koncových příčnících. Protože klasické závěsy, přenášející zatížení z mostovky do visutých kabelů, by byly příliš krátké a v mnoha případech by byly tvořeny jen na údržbu komplikovanými koncovkami, nahradili jsme je průběžnou stěnou proměnné výšky (obr. 7). Maximální výška stěny je v místě největšího ohybového namáhání, které je u visutých konstrukcí přibližně ve čtvrtině rozpětí hlavního pole. Pro omezení hluku tvoří mostovku ocelový nosník se spřaženou betonovou deskou. Vlastní ocelová konstrukce je tvořena dvoukomorovým nosníkem s velmi vyloženými konzolami. Ocelová konstrukce je po třech metrech ztužena příčníky, které podepírají spřaženou mostovkovou desku. Na koncích mostu je nosná konstrukce zesílena ocelobetonovými koncovými příčníky přenášejícími reakce z krajních ložisek do středních stěn. Mostovka je s pylony a vnitřními podpěrami spojena rámově, na krajních opěrách je uložena na dvojicích všesměrných ložisek, které jsou v ose mostu doplněny o vodící ložiska pře8

8

9

nášející příčné síly od větru. Na opěrách je také konstrukce doplněna o tzv. „stoppery“ (shock transition units), které spolu s pilíři přenáší případný náraz lodí a zlepšují dynamickou odezvu konstrukce (obr. 8). Pylony a pilíře jsou tvořeny ocelovými sloupy vyplněnými betonem (obr. 5). Pilíře jsou navíc obetonovány. Vnější železobetonový plášť se významně

podílí na přenosu zatížení v pilíři; výjimkou je oblast spojení s mostovkou – tento detail je navržen pouze z oceli, plechy jsou zde lokálně zesíleny až na tloušťku 100 mm. Krajní opěry jsou komorové, předpokládá se, že se v nich vybuduje informační středisko, popřípadě přírodovědné muzeum. Opěry jsou založeny na vrtaných pilotách.


❚

4/2011

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E 10a

10b

prostor pro usměrnění lan uzavírací plech B

PE 225/13

5,7m R=

teleskopické uzavírací svar spojení pe trubek

ŘEZ A - A'

ŘEZ B - B'

tepelná izolace

ŘEZ C - C'

detail A

11b

11c ŽB deska 73 Ls 15,7 273/12,5 L = 0,25 m R = 5,7 m

PE 225/13

stěna příčníku

273/12,5 L = 0,25 m R = 5,7 m PE 225/13

73 Ls 15,7

12

Mostovková deska byla betonována až po smontování ocelové konstrukce do ztraceného bednění tvořeného ve střední části horní pásnicí středních komor a v krajních částech vlnitým plechem uloženým na příčníky. Mostovka je nesena a předepnuta čtyřmi visutými kabely situovanými v ose mostu (obr. 7 a 9). Visuté kabely jsou tvořeny 73 la4/2011

❚

❚

Obr. 10 Sedlo: a) příčný řez, b) podélný řez ❚ Fig. 10 Saddle: a) cross section, b) longitudinal section

Obr. 12 Visutý kabel vedený podél střední stěny ❚ Fig. 12 Suspension cable lead along the central wall

11a

injektáž

Obr. 8 Uspořádání ložisek a stopperů (vizualizace) ❚ Fig. 8 Arrangement of bearings and stoppers

Obr. 11 Deviátor: a) částečný podélný řez konstrukcí, b) podélný řez, c) příčný řez ❚ Fig. 11 Deviator: a) partial elevation of the structure, b) longitudinal section, c) cross section

27.67° uzavírací plech

❚

Obr. 7 Konstrukční řešení (vizualizace) ❚ Fig. 7 Structural arrangement

Obr. 9 Visuté kabely (vizualizace) Fig. 9 Suspension cables

73 Ls 15,7

356/25 298/25 PE 225/13

STRUCTURES

Obr. 6 Vnitřní podpěra (vizualizace) Fig. 6 Intermediate support

tepelná izolace

injektáž

❚

ny Ø15,7 mm. Kabely jsou průběžné a jsou kotveny v koncových ocelobetonových příčnících (obr. 8). Na pylonech jsou podporovány sedly z ocelových trubek s poloměrem zakřivení 5,7 m (obr. 10). Trubky jsou zde podporované svislými výztuhami. Předpínací lana jsou po celé délce vedena a zainjektována v polyethylenových trubkách ohýbaných v deviátorech tvořenými ocelo-


vými trubkami osazenými ve svislých výztuhách střední stěny (obr. 11 a 12). Po dokončení stavby byly kabely překryty krycími stěnami (obr. 22). V části mezi pylonem a střední stěnou vyčnívající nad povrch vozovky jsou visuté kabely vedeny v ocelových trubkách přivařených jak k trubkám sedla, tak i ke střední stěně. V době výstavby přenášely trubky tíhu montované konstrukce, po napnutí předpínacích lan, kdy došlo k jejich odlehčení, se výrazně podílí na přenosu namáhání od nahodilého zatížení. Konstrukční řešení visutých kabelů bylo vyvinuto z řešení použitého při stavbě zavěšeného mostu přes Labe u Poděbrad a u stavby lávky přes Švýcarskou zátoku Vranovské přehrady [1]. Je nutno si uvědomit, že je základní rozdíl mezi namáháním nosných kabelů zavěšené a visuté konstrukce. Závěsy zavěšené konstrukce jsou namáhány silami, které podle polohy zatížení mohou mít hodnotu větší i menší než je hodnota síly od zatížení stálého. Tomu pak odpovídá únavové namáhání dané rozdílem maximálního a minimálního namáhání násobeným součinitelem únavového zatížení, který se běžně uvažuje hodnotou 0,4. Naopak nosné kabely visutých mostů jsou od různých poloh nahodilého zatížení vždy namáhány silami, jejichž hodnota je vždy větší než hodnota síly od zatížení stálého. Tomu pak odpovídá podstatně menší únavové namáhání. Proto převážná většina realizovaných visutých mostů je navržena tak, že hlavní visuté kabely nelze vyměnit. V případě popisovaného mostu pak bylo únavové namáhání lan velikos9


❚

STRUCTURES

13a

69

25.3

25.3 94.3

61.4

69 94.3

13b

500t

20.5

20.5

13c

14

15

16

10


❚

4/2011

❚

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E Obr. 13

Postup stavby

❚

Fig. 13

Construction sequences

Obr. 14 Postupná montáž konstrukce erection of the structure

❚

Fig. 14 ❚

Obr. 15 Vyzdvihování střední části mostovky the central section of the deck Obr. 16 Zdvihací rám s předpínacími pistolemi Fig. 16 Lifting frame with prestressing jacks Obr. 17

Výpočtový model

❚

STRUCTURES

Fig. 17

Progressive

Fig. 15

Lifting of

❚

Calculation model

Obr. 18 Postupná betonáž mostovkové desky a průběhy napěti ❚ Fig. 18 Progressive casting of the deck slab and courses of the stresses Obr. 19 Úprava napětí ve visutých kabelech of stresses at suspension cables

❚

Fig. 19

Adjustment

Obr. 20 Deformace mostovky v průběhu výstavby ❚ Fig. 20 Deformation of the deck during construction

ti jen 15 MPa. To umožnilo použít sedlo, které je podobné sedlům prvních betonových zavěšených mostů [2], [3], u kterých byly kabely tvořené až 93 lany Ø15,5 mm ohýbány a zainjektovány v ocelových trubkách. Podobné řešení bylo nedávno použito u řady extradosed mostů, u kterých je PE obal a ochranný tuk monostrandů odstraněn a lana jsou zainjektována v ocelových trubkách [4]. Protože trubky mají kruhové zakřivení a jsou vloženy do trubky většího průměru, lze kabely vyměnit. Dodavatelé předpínacích systémů nedávno vyvinuli sedla, ve kterých jsou monostrandy tvořící kabely vedeny v jednotlivých trubkách sestavených ve větší trubce zabetonované v pylonu. Jednotlivá lana pak lze poměrně snadno vyměnit. Toto uspořádání odstraňuje tzv. „fretting problem“. Při zvýšení zatížení se totiž zvětšuje protažení lan, které – s ohledem na zakřivení – není rovnoměrné. Proto se lana mohou o sebe třít a vzájemně se „proškrábat“, „prodřít“ (anglicky fret). Je samozřejmé, že tento efekt závisí na velikosti únavového zatížení a na poloměru zakřivení. Kasuga v [5] uvádí výsledky únavových zkoušek závěsů tvořených devatenácti lany Ø15,2 mm ohýbaných v polomě-

17

18a

18b

18c

18d

ru 3 m. První z drátů, z kterých jsou svinuta předpínací lana, se porušil při únavovém zatížení 50 MPa. Je tedy zřejmé, že nová, podstatně dražší sedla jsou nutná jen u výrazně únavově namáhaných konstrukcí. Pro kabely vedené v poloměru 5,7 m a namáhané únavovým namáháním 15 MPa bylo proto možné použít tradiční řešení. Místo vnitřní ocelové trubky však byla použita silnostěnná PE trubka. Dodavatel předpínacího systému – BBR – zkouškami pro-

19

kázal, že radiální síly od ohýbaných lan PE trubku nepoškodí. Je tedy zřejmé, že při částečně omezeném provozu lze visuté kabely také postupně vyměnit. Na vnější straně je vozovka ohraničena svodidlem tvaru New Jersey doplněném o madlo, ve kterém je umístěno osvětlení, na vnitřní straně je vozovka ukončena svodidlem tvořeným silnostěnnou trubkou podporovanou sloupky. Toto svodidlo je také situováno u cyklistického pruhu. Také v těchto

20 0.10 0.00

fS [MPa]

1150 1100 1050

Uz [m]

zmenšení napětí

1200

-0.10 -0.20 -0.30

1000 950

-0.40 900

69

112

69

napětí před zakotvením napětí po zakotvení průměrné napětí uvažované ve výpočtu

4/2011

❚


69

69

112 vyzvednutí OK

po předepnutí

uvedení do provozu

po 30 letech

11


21

❚

STRUCTURES

22

trubkách je zabudováno osvětlení. Zábradlí u pěšího pruhu je tvořeno sloupky podporující široké madlo vyzývající k opření. Výplň tvoří lana sledující niveletu. Osvětlení je zde instalováno ve vysokém obrubníku, ve kterém jsou vedeny inženýrské sítě. Pěší a cyklistický pruh jsou odděleny pruhem laviček. P O S T U P V Ý S TAV B Y

Pro stavbu vnitřních podpěr byly u obou břehů postupně nasypány umělé poloostrovy, ze kterých byly vyvrtány 41,5 m dlouhé piloty průměru 1,8 m (obr. 13a). Nejdříve byl vybudován poloostrov na straně města Deltebre, po smontování ocelové konstrukce byla část zeminy odtěžena a použita pro stavbu poloostrova na straně města Sant Jaume d’Enveja (obr. 14). V larsenových jímkách byly vybetonovány základy podpěr. Potom byly osazeny ocelové sloupy tvořící tuhé vložky vnitřních podpěr. Po jejich přikotvení k základům byly sloupy současně vyplněny betonem a obetonovány. Na umělých poloostrovech byl blokově smontován páteřní dvoukomorový nosník krajních polí s přečnívající konzolou do středního pole. Následně byl průřez doplněn o vnější ocelové konzoly. Potom byly osazeny ocelové sloupy a sedla pylonů, které byly po té vybetonovány. Následovalo osazení a přivaření trubek spojujících sedla pylonů se středními stěnami. Střední část ocelové konstrukce délky 61,4 m a hmotnosti 500 t tvořená dvoukomorovým nosníkem s konzolami byla sestavena na břehu a následně zaplavena pod most. Po zakotvení čtyř svislých kabelů byla konstrukce vyzdvižena do projektované polohy čtveřicí předpínacích pistolí (obr. 13b, 15 a 16). Polohu pistolí bylo možno směrově upravit, a tak se podařilo přesně navázat vyzdvihovanou část ocelové 12

konstrukce na již smontované části. Po vložení a svaření vyrovnávajících plechů byla protažena a částečně napnuta předpínací lana tvořící vnější visuté kabely. Pro usměrnění lan byly v ocelových trubkách u pylonu vytvořeny kontrolní otvory. Po napnutí lan byly teleskopicky spojeny PE trubky, vložena tepelná izolace a přivařeny ocelové kryty otvorů. Zkouškami bylo prokázáno, že navržená izolace zajistí dostatečnou tepelnou ochranu předpínacích lan při přivařování krytů. Zvedaná část ocelové konstrukce působila před zabudováním jako prostý nosník a měla značný průhyb, který byl následně z velké části eliminován napínáním visutých kabelů (obr. 20). Tíha ocelové konstrukce tak byla ekonomicky přenášena tahem předpínacích kabelů. Následně byla vybetonovaná spřažená betonová deska a koncové příčníky. Deska byla betonována ve čtyřech stádiích, při kterých bylo také upravováno napětí v kabelech. Nejdříve byla vybetonována deska ve středním 6,3 m širokém pruhu (obr. 18a), který pak sloužil pro dopravu materiálu a pracovníků připravujících armaturu zbývající částí. Potom byly vybetonovány vnější konzoly (obr. 18b), krajní ztužení (obr. 18c) a svodidla a římsy (obr. 18d). Po té byly kabely dopnuty na projektované napětí. Aby po délce kabelu bylo dosaženo rovnoměrné namáhání lan a pylony nebyly namáhány třecí silou vznikající v sedlech, bylo kotevní napětí v lanech po jejich napnutí zmenšeno o hodnotu tření, které vzniká mezi kotvami a pylony (obr. 19). Dále následovaly dokončovací práce a zatěžovací zkouška. Konstrukce byla vystavena pěti zatěžovacím stavům, které ověřily její ohybovou i torzní únosnost (obr. 21).

S TAT I C K Á A D Y N A M I C K Á A N A LÝ Z A

Při statickém výpočtu mostu byly respektovatovány španělské předpisy pro navrhování mostních konstrukcí a to pro určení zatížení (IAP – Instructión sobre las accíones a consíderar en el proyecto de puentes de carreteras) i pro vlastní posouzení spřažené konstrukce (Recomendaciones para el proyecto de puentes mixtos para carreteras RPX – 95). Při návrhu bylo nutné zohlednit také účinky seismicity pro návrhové spektrum zrychlení podloží 0,07 g. Výpočet byl proveden spektrální analýzou. V nabídkovém projektu byla konstrukce analyzovaná programovým systémem ANSYS. Ocelová konstrukce byla modelována deskostěnovými prvky, betonové části byly modelovány prostorovými prvky. Byly ověřeny detaily přenosu zatížení v kotevních příčnících, mechanismus přenosu ohybových momentů mezi mostovkou a pilíři, vyhodnoceno smykové ochabnutí v příčném i podélném směru a byl vyšetřen mechanismus přenosu zatížení ze střední stěny komory do bočních stěn. V prováděcím projektu byla konstrukce ověřena programovým systémem MIDAS (obr. 17), který umožnil provést detailní časově závislou analýzu postupu výstavby. Vlivem dotvarování a smršťování betonu dochází v čase k výraznému přerozdělení napětí v konstrukci. Na obr. 18 je uveden průběh napětí po předepnutí, po zatížení konstrukce ostatním stálým zatížením a za třicet let v jednotlivých postupně betonovaných částech desky. Protože se tahová napětí blíží hodnotám pevnosti v tahu, bude beton porušen trhlinami. Tato skutečnost byla uvážena při analýze konstrukce redukováním


❚

4/2011


❚

STRUCTURES

Obr. 21 Zatěžovací zkouška Fig. 21 Loading test

❚

Obr. 22 Dokončená konstrukce – střední stěna a visuté kabely ❚ Fig. 22 Completed structure – central wall and suspension cables Obr. 23 Dokončená konstrukce – podhled ❚ Fig. 23 Completed structure – view from bellow Obr. 24 Dokončená konstrukce ❚ Fig. 24 Completed structure

Gestió d‘Infraestructures, S.A.U. – GISA, Barcelona SHP Brno společně se španělskou Projekt firmou Tec4, Barcelona Kontrola projektu APIA XXI Dodavatel FCC Construcción, Madrid Visuté kabely systém BBR Investor

23

tuhosti desky, a to jak pro normálová, tak i smyková namáhání. Expertní posudek týkající se aerodynamické stability mostu při dynamickém zatížení větrem zpracoval prof. Miroš Pirner na základě výsledků modální analýzy provedené v nabídkovém projektu.

Prof. Ing. Jiří Stráský, DSc. e-mail: [email protected] Ing. Petr Novotný, Ph.D. e-mail: [email protected] oba: Stráský, Hustý and Partneři, s. r. o. Bohunická 50, 619 00 Brno tel.: 547 101 882

Z ÁV Ě R

Most byl příznivě přijat jak odbornou, tak i laickou veřejností (obr. 22 a 23).

Diego Cobo del Arco, Ph.D. e-mail: [email protected]

Při projektu mostu byly aplikovány výsledky pro-

Ingrid Raventos

jektu Ministerstva průmyslu FD-K/092 „Ekologické

e-mail: [email protected]

a estetické spřažené mostní konstrukce”. Příspěvek byl vypracován v rámci výzkumného

oba: Tec4 Ingenieros Consultores

záměru MSM 0021630519 „Progresivní spolehlivé

C/ Lepant 350 3º, 08025 Barcelona, Spain

a trvanlivé nosné stavební konstrukce“.

tel.:+34 932 022 165

Literatura: [1] Strasky J.: Stress Ribbon and Cable-Supported Pedestrian Bridges. ISBN: 0 7277 3282 X, Thomas Telford Publishing, London 2005, 2nd edition 2011 [2] Mathivat J.: The cantilever construction of prestressed concrete bridges, John Wiley & Sons, New York 1983 [3] Muller J.: Reflections on cable-stayed bridges, Revue generale des routes et des aerodromes, Paris 1994 [4] Strasky J., Matascik M., Novak R., Taborska K.: Multi-Span Extradosed Viaduct in Povazska Bystrica, Slovakia, 3rd fib International Congress – 2010, Washington, D.C. [5] Kasuga A.: Extradosed bridges in Japan, ASBI International Symposium on Future Technology for Concrete Segmental Bridges, San Francisco 2008

24

4/2011

❚


13


❚

STRUCTURES

LÁVKA PŘES HARBOR DRIVE V SAN DIEGU, KALIFORNIE, USA ❚ PEDESTRIAN BRIDGE ACROSS THE HARBOR DRIVE IN SAN DIEGO, CALIFORNIA, USA

1

2

Jiří Stráský, Radim Nečas Visutá lávka pro pěší s rozpětím 107,6 m, která byla postavena v centru města, je popsána z hlediska architektonického a konstrukčního řešení i postupu výstavby. Půdorysně zakřivenou konstrukci tvoří samokotvený systém. Mostovku tvoří nesymetrický komůrkový nosník zavěšený podél vnitřního okraje na nosném kabelu o dvou polích. Lávka je navržena na základě velmi podrobné statické a dynamické analýzy, aerodynamický výpočet byl ověřen na modelu ve větrném tunelu. ❚ The suspension pedestrian bridge of span 107.60 m that was built in the city center is described in terms of the architectural and structural solution and a process of the construction. A horizontally curved bridge forms a selfanchored structural system. A deck is formed by a nonsymmetrical box girder that is suspended along its inner edge by a suspension cable of two spans. The bridge was designed on the basis of a very detailed static and dynamic analysis, the aerodynamic stability was verified in a wind tunnel.

V březnu letošního roku byla v San Diegu, v Kalifornii otevřena lávka pro pěší, která převádí pěší dopravu přes příměstskou železnici, tramvajovou dráhu a přes komunikaci Harbor Drive. Lávka spojuje nový Baseballový stadion situovaný směrem ke středu města s garážemi, hotelem Hilton a Kongresovým centrem, které jsou situovány poblíž zátoky oceánu. S ohledem na prominentní polohu požadoval investor, aby konstrukce vytvářela významnou dominantu a aby lávka měla neobvyklé architektonické a konstrukční řešení (obr. 1 a 2). ARCHITEKTONICKÉ A KONSTRUKČNÍ ŘEŠENÍ

Pro nalezení optimálního řešení byly vypracovány studie konstrukcí trámových, obloukových, zavěšených a visutých. Investor se rozhodl pro půdorysně zakřivenou konstrukci s mostovkou zavěšenou jen na vnitřním okraji na visutém kabelu o dvou polích. Kabely jsou podporovány skloněným pylonem situovaným v prostoru mezi železnicí a silnicí. Na mostovku po obou stranách navazují schodiště. Pro 14

handicapované jsou navrženy výtahy, jeden v garážích, druhý na parkovišti u stadionu. Mostovku tvoří půdorysně zakřivený betonový nosník o třech polích s rozpětími 13,54 + 107,60 + 21,97 m, který je vetknut do krajních opěr (obr. 3). Poloměr zakřivení v ose chodníku je 176,80 m. Nosník je nad vnitřními podpěrami výškově zalomen. V krajních polích má nosník plný průřez a vytváří schodiště, v hlavním, zavěšeném poli, má nesymetrický komorový průřez (obr. 4 a 5). Komorový nosník výšky 0,914 m a šířky 5,988 m je tvořen komorou s jednostranně vyloženou konzolou. Těžiště nosníku (center of gravity – CG) je tak situováno co nejblíže k jeho vnitřnímu okraji. Nosník z betonu válcové pevnosti 55,2 MPa je po 3,048 m ztužen příčníky, které také podporují vnější konzolu. U podpěr má mostovka proměnnou šířku umožňující napojení konstrukce na výtah a na rampu vedoucí přímo do ga-


❚

4/2011


❚

STRUCTURES

3a

3b ❚

Obr. 1 Lávka přes Harbor Drive the Harbor Drive ❚

Obr. 2

Konstrukční řešení

Obr. 3

a) Podélný řez, b) půdorys

Obr. 4

Příčný řez mostovkou

Obr. 5

Mostovka

❚

Fig. 5

Fig. 1

Fig. 2 ❚

❚

Pedestrian Bridge across

Structural arrangement Fig. 3

Fig. 4

a) Elevation, b) plan

Cross section of the deck

Deck

ráží. Mostovka je předepnuta vnitřními kabely (radial internal tendon – IT) vedenými v horní desce. Vnitřní soudržné kabely jsou doplněny vnějším radiálním kabelem (radial external cable – EC) vedeným v madle zábradlí. Kabel, který je tvořen devatenácti 0,6“ lany zainjektovanými v trubce průměru 219 mm, je kotven v ocelových sedlech situovaných nad vnitřními podpěrami. Kabel se zde překrývá s vnitřními kabely předpínajícími krajní schodišťové nosníky (obr. 6 a 7). 39,8 m vysoký pylon z betonu válcové pevnosti 41,4 MPa je skloněn pod úhlem 59,6° (obr. 8). Jeho čočkovitý průřez má konstantní šířku 1,78 m a proměnnou výšku od 4,27 do 1,59 m. Pylon je kotven dvěma vnějšími kabely a je pře-

4

4/2011

depnut vnitřními soudržnými kabely postupně kotvenými a napínanými v pracovních sparách (obr. 9). Jak vnější, tak i vnitřní kabely jsou kotveny v základu pylonu, který je založen na čtyřech vrtaných pilotách průměru 2,13 m a délky 33 m. Piloty jsou doplněny dvanácti zemními kotvami napnutými tak, aby piloty byly od zatížení stálého namáhány rovnoměrným tlakem. Vnitřní podpěry čočkovitého průřezu jsou rámově spojeny s mostovkou. Schodišťové nosníky jsou vetknuty do krajních opěr, které tvoří kotevní bloky visutých a předpínacích kabelů. Vnitřní podpěry i krajní opěry jsou založeny na vrtaných pilotách. Konstrukční řešení visutých a kotvících kabelů vychází z řešení poprvé použitého u lávky přes Vranovskou přehradu a aplikovaného u dalších dvou visutých mostů postavených v univerzitním městě Eugene v Oregonu, USA [1]. S ohledem na malé únavové namáhání lan jsou visuté kabely řešeny podobně jako vnější kabely. Kabely jsou tvořeny předpínacími lany, které jsou – s ohledem na jejich ochranu proti povětrnostním vlivům a vandalům – zainjektovány v ocelových trub-

5

❚


15


❚

STRUCTURES

6

7

8a

8b

8c

9a

9b

9c

10

kách. Visuté kabely jsou tvořeny padesáti pěti 0,6“ lany, kotvící kabely jsou tvořeny devadesáti jedna lany. Závěsy jsou pak připevněny k trubkám a ne k lanům. To ovlivňuje statické působení visutých kabelů, které je podrobně rozebráno v [1]. Do zainjektování lan jsou ochranné trubky namáhány tlakem, po zainjektování lan působí lana a ochranné trubky jako jeden konstrukční prvek. Visuté kabely jsou kotveny v hlavě pylonu a v krajních opěrách; nad vnitřními opěrami jsou kabely ohnuty v ocelových sedlech. V hlavě pylonu jsou visuté kabely spolu s kotvícími kabely pylonu kotveny v ocelovém přípravku (obr. 10), který byl po dokončení montáže obetonován (obr. 11). 16

Závěsy z uzavřených lan typu Bridon (obr. 12) jsou kotveny v horní části sloupků zábradlí, které také podporují vnější radiální kabel (radial external tendon). Sloupky zábradlí mají významnou statickou funkci. Přenáší síly ze závěsů a z radiálního kabelu do mostovky svojí tahovou a ohybovou únosností. Sloupky jsou přikotveny do mostovky předpínacími tyčemi. Výplň zábradlí tvoří ocelová síť. Stejně je vytvořena výplň ochrany proti dotyku trolejí, jen hustota sítě je však větší. Všechny ocelové prvky jsou z nerezavějící oceli. Chodník je osvětlen svítidly situovanými u obou obrubníků (obr. 13), vlastní konstrukce je ze spodu osvětlena svítidly u římsy konzol a ve spodní desce komorového nosníku u vnitřních podpěr (obr. 14). S TAT I C K Á A D Y N A M I C K Á A N A LÝ Z A

Počáteční stav (geometrie konstrukce a velikost sil ve visutém a radiálním kabelu a poloha a velikost předpětí ve vnitřních kabelech krajních polí) byl navržen tak, aby konstrukce byla pro zatížení stálé jen rovnoměrně tlačena [1]. Konstruk-


❚

4/2011


❚

STRUCTURES

11 Obr. 6

Ocelové sedlo

❚

Fig. 6

Steel saddle

Obr. 7

Ocelové sedlo

❚

Fig. 7

Steel saddle

Obr. 8 Pylon: a) podélný pohled, b) příčné řezy, c) příčný pohled Fig. 8 Pylon: a) longitudinal elevation, b) cross sections, c) transverse elevation

❚

Obr. 9 Předpětí pylonu: a) podélný řez, b) příčný řez, c) detail kotvení kabelu ❚ Fig. 9 Pylon’s prestressing: a) longitudinal section, b) cross section, c) detail of the tendon’ anchoring Obr. 10 Kotvení visutého a kotvících kabelů of the suspension and back stay cables

❚

Fig. 10

Anchoring

Obr. 11 Kotvení visutého a kotvících kabelů of the suspension and back stay cables

❚

Fig. 11

Anchoring

Obr. 12 Visutý kabel, závěsy a radiální kabel cable, suspenders and radial cable

❚

Fig. 12

Suspension

Obr. 13

Osvětlení chodníku

❚

Fig. 13

Lighting of the passway

Obr. 14

Osvětlení mostovky

❚

Fig. 14

Lighting of the deck

13

14

ce je pak v čase tvarově stálá a přerozdělení vnitřních sil vlivem dotvarování a smršťování rovnoměrně tlačeného betonu je poměrně malé a lze ho eliminovat nadvýšením [2]. Na obr. 15 je uvedeno působení sil v příčném řezu mostovky. Z obrázku je zřejmé, že tíha mostovky mezi dvěma závěsy je přenášena svislou složkou síly závěsu. Moment od této dvojice svislých sil je vyrovnán součtem momentů vodorovných sil působících ke středu smyku průřezu (Shear Center SC). Tyto momenty jsou vyvolány vodorovnou složkou síly v závěsu, vnějším radiálním kabelem a vnitřními radiálními kabely. Podobně lze vyrovnat zatížení působící na celé konstrukci a to jak ve svislém, tak i vodorovném směru. Z obr. 16a je 4/2011

12

❚

zřejmé, že svislé složky závěsů a svislé složky radiálních sil ohýbaných kabelů krajních polí vyrovnávají tíhu mostovky. Také vodorovné složky sil závěsů a vodorovné radiální síly od vnějších a vnitřních radiálních kabelů spolu s jejich kotvícími silami vytváří rovnovážný stav, v jehož důsledku je konstrukce namáhána rovnoměrným tlakem (obr. 16b). Při návrhu koncepčního řešení byla konstrukce analyzována programovým systémem ANSYS, který byl dále využit při kontrole projektu. V prováděcím projektu byla konstrukce analyzována programovým systémem LARSA a kontrolována programem RM2004. Konstrukce byla analyzována jako 3D rámová konstrukce


17


❚

STRUCTURES 16b

16b

15

17a

(obr. 17a). Pro mostovku byl využit prvek Beam44, který je schopen vystihnout skutečnost, že těžiště průřezu není totožné se středem smyku. Kabely byly modelovány prutovým prvkem Link8. Konstrukce byla analyzována jako geometricky nelineární konstrukce uvažující velké deformace a tahové zpevnění (tension stiffening). Prostorové působení nesymetrického průřezu a správnost zvoleného modelu mostovky byly ověřeny na prostorovém modelu, ve kterém byla mostovka sestavena z prostorových prvků (obr. 17b). Statické působení hlavice pylonu a sedla byly ověřeny na výsecích konstrukcí, u kterých byla betonová část modelována prostorovými prvky a ocelové části deskostěnovými prvky. Počáteční stav napjatosti byl určen v několika iteracích tak, aby deformace konstrukce byly menší než 45 mm (obr. 17a). Po určení výchozího stavu byla konstrukce analyzována pro všechna normová zatížení. Dále byly určeny vlastní tvary a frekvence (obr. 18). Důležitá byla analýza konstrukce pro seismické zatížení, zatížení větrem a pohody uživatelů. Konstrukce byla posouzena pro spektrum odezvy s maximálním zrychlením 0,7 g. Aerodynamická stabilita konstrukce byla ověřena Prof. Mirošem Pirnerem z Akademie věd ve větrném tunelu (obr. 19). Zkoušky modelu postaveného v měřítku 1 : 70 prokázaly, že konstrukce je aerodynamicky stabilní v celém zkoušeném rozsahu rychlosti větru od 24 do 150 km/h. Pohoda uživatelů byla posouzena postupem popsaným v [3]. Protože první ohybové frekvence f(0) = f(2) = 0,955 Hz a f(5) = 2,039 Hz jsou blízko frekvenci lidských kroků, byla konstrukce posouzena pro vybuzené kmitání. Maximální zrychlení max a = 0,059 m/s2 je menší než přípustné a lim = 0,489 m/s2. Konstrukce je velmi tuhá, a proto uživatelé pohybující se, anebo stojící na lávce nemají nepříjemný pocit od pohybu konstrukce vyvolaného pohybem jiných chodců. 18

17b

18

P O S T U P S TAV B Y

Po provedení pilot, kotev, opěr a podpěr byla na pevné skruži vybetonována krajní pole. Dále byl postupně letmo betonován a předpínán pylon (obr. 20a, 21). Protože geometrie konstrukce a velikost sil v kabelech jsou navrženy tak, aby vyrovnávaly účinky tíhy konstrukce, bylo nezbytné znát přesně její hodnotu. Proto byl před zahájením prací vybetonován jeden segment mostovky délky 3,048 m. Segment byl ztužen příčníkem, měl veškerou projektovanou výztuž a při betonáži byl použit projektovaný beton. Ukázalo se, že tíha prvku je poněkud větší, než předpokládal projekt, a proto bylo nutno upravit velikost sil v kabelech. Mostovka hlavního pole byla také betonována na pevné skruži (obr. 20b). Protože při předpínání a zavěšování se mostovka příčně deformovala, byly mezi bednění a skruž vloženy teflonové pásy. Tímto uspořádáním se podstatně snížily třecí síly, které by namáhaly skruž velkými vodorovnými silami. Po předepnutí mostovky vnitřními soudržnými kabely byly osazeny sloupky zábradlí a trubky radiálních kabelů. Ná-


❚

4/2011


❚

STRUCTURES

20a

20b

20c

Literatura: [1] Strasky J.: Stress Ribbon and Cable-Supported Pedestrian Bridges, ISBN: 0 7277 3282 X, Thomas Telford Publishing, London 2005, 2nd edition 2011 [2] Tognoli J., Daniel Fitzwilliam D., Kompfner T. A., Stráský J.: Design of a Curved, Self-Anchored Suspension Bridge for the New San Diego Ballpark, Inter. Bridge Conf., Pittsburgh 2007 [3] Stráský J., Nečas R., Koláček J.: Dynamická odezva betonových lávek, Beton TKS 4/2009, ISSN: 1213-3116 19 Obr. 15 Rovnováha sil a momentů v příčném řezu ❚ Fig. 15 Balancing of the forces and moments in the cross section Obr. 16 Rovnováha sil v konstrukci: a) svislý směr, b) vodorovný směr ❚ Fig. 16 Balancing of the forces in the structure: a) vertical direction, b) horizontal direction Obr. 17 Výpočtový model: a) konstrukce, b) mostovka ❚ Fig. 17 Calculation model: a) structure, b) deck Obr. 18 První ohybový vlastní tvar a frekvence bending natural mode and frequency Obr. 19

Aeroelastický model

Obr. 20

Postup stavby

❚

❚

Fig. 19

Fig. 20

Obr. 21 Letmá betonáž pylonu of the pylon

❚

❚

Fig. 18

First

Aeroelastic model

Construction sequences Fig. 21

Obr. 22 Montáž visutých kabelů a závěsů of the suspension cables and suspenders

Cantilever construction ❚

Fig. 22

Erection

21

sledovala montáž kotvících a visutých kabelů (obr. 20c, 22). Pro montáž kotvících a visutých kabelů byla nejdříve osazena montážní lana, na která byly zavěšeny trubky. Potom byla protažena a částečně napnuta předpínací lana radiálních, kotvících a visutých kabelů. Následovala montáž závěsů, u kterých byla předem určena jejich nenapnutá délka. Po jejich osazení byly postupně napnuty radiální, kotvící a visuté kabely. Napínání proběhlo ve třech krocích tak, aby namáhání všech konstrukčních prvků bylo v přijatelných mezích. Napnutím kabelů se konstrukce sama odskružila. Následovala injektáž kabelů a dokončovací práce. Díky podrobné analýze, která určila nadvýšení konstrukce nejen ve svislém, ale také ve vodorovném směru, a díky pečlivému vytyčení konstrukce má konstrukce požadovaný tvar a její chování je v souladu s předpoklady projektu. 4/2011

❚

22


19


❚

STRUCTURES

Z ÁV Ě R

Lávka byla příznivě přijata jak technickou, tak i laickou veřejností. Investor Projektant Koncept řešení a kontrola projektu Statická a dynamická analýza Construction Engineering Zkouška modelu konstrukce ve větrném tunelu

San Diego Redevelopment Agency T. Y. Lin International, San Diego, California ‘Professional Partnership STRASKY + ANATECH’ tvořené firmami Jiri Strasky, Consulting Engineer, Greenbrae, California a ANATECH, San Diego, California Ing. Radim Nečas, Ph.D. Charles Redfield, Consulting Engineer, Mill Valley, California, ve spolupráci s Ing. Adam Zmůda a Ing. Jaroslav Baron Prof. Ing. Miroš Pirner, DrSc.

V projektu mostu byly využity výsledky řešení projektu Ministerstva průmyslu a obchodu „Impuls“ FI – IM5/128 Progresivní konstrukce z vysokohodnotného betonu a projektu 1M0579 MŠMT. Příspěvek byl vypracován v rámci výzkumného záměru MSM 0021630519 „Progresivní spolehlivé a trvanlivé nosné stavební konstrukce“. Prof. Ing. Jiří Stráský, DSc. e-mail: [email protected] Ing. Radim Nečas, Ph.D. e-mail: [email protected] oba: Fakulta stavební VUT v Brně Veveří 95, 662 37 Brno tel.: 541 147 845

23 Obr. 23

Dokončená konstrukce

❚

Fig. 23

Completed structure

Obr. 24


❚

Fig. 24

Completed structure

24

20


❚

4/2011


❚

STRUCTURES

MOST PŘES INUNDAČNÍ ÚZEMÍ U VESELÍ NAD LUŽNICÍ ❚ BRIDGE OVER FLOOD-PRONE LAND NEAR VESELÍ NAD LUŽNICÍ 1

Tomáš Landa, Lukáš Klačer, Pavel Poláček Na dálnici D3 mezi Táborem a Veselím nad Lužnicí je dokončován dálniční most přes řeku Lužnici (nedaleko Veselí). Most tvoří dvě souběžné nezávislé konstrukce komorového průřezu o celkové délce 1 056 m. Most překračuje mnoho překážek, jsou to: optické kabely, železniční koridor, komunikace a řeka Lužnice s její inundací. Způsob betonáže byl zvolen na pevné skruži s posuvným bedněním. ❚ At section of a new D3 motorway between Tabor and Veseli nad Luznici includes a major bridge over the river Lužnice (nr. Veseli). The crossing is designed as two parallel and independent bridges 1,056 m long, designed as box girders made of prestressed concrete. The bridge crosses numerous obstacles, including gas pipes, optical cables, a railway, a major road, the river Lužnice and its inundation zone. Slipform concrete construction was used .and the. bridge is built on a steel scaffolding support.

Mezi Veselím nad Lužnicí a Soběslaví překračuje řeku Lužnici nový dálniční most, který je nejvýznamnějším objektem na úseku 0308 stavby dálnice D3 v úseku Tábor-Veselí nad Lužnicí. Trasa v tomto území prochází mírně zvlněným terénem v nadmořské výšce 410 až 440 m n. m. Most navržený jako komorový spojitý nosník o celkové délce 1 056 m, půdorysně přecházející z oblouku do rovné části, je rozdělen příčně na dvě souběžné nezávislé konstrukce a podélně na dva dilatační celky stýkající se na tzv. přechodovém pilíři (dva pilíře se společným základem). Toto řešení bylo zvoleno v dokumentaci pro stavební povolení (DSP) z důvodů technických i technologických a zůstalo zachováno i v realizační dokumentaci stavby (RDS). Rozpětí polí značně kolísá, neboť bylo nutné při návrhu respektovat polohy překračovaných překážek. Pole jsou navržena většinou jako krátká s délkou typicky 48 m anebo jako dlouhá délky 65 m. Celkově má levý most dvacet dva polí a pravý most dvacet jedno pole o rozpětí 30 až 65 m. P Ř Í P R AVA S TAV B Y

Most překračuje několik překážek, které bylo nutné v rámci projektové přípra4/2011

❚

vy a během stavby brát v úvahu. Především se jedná o řeku Lužnici, která se zde může rozlít do inundace, což se také stalo v létě roku 2010. Most dále překračuje komunikaci I/3, trať Českých drah a sítě plynovodů a optických kabelů, vše pod nepříznivým úhlem křížení, což komplikovalo zakládání, návrh i stavbu podpěrné konstrukce bednění. Nad mostem se rovněž nachází vedení VN, která byla přeložena, a VVN, pod kterým se pracovalo ve výlukách. Mimo to bylo nutné provést další úpravy polních a obslužných cest v návaznosti na stávající I/3 a v prostoru podél řeky. Pro výstavbu přes elektrifikovanou železnici byla vybudována úprava trakčního vedení bezproudovým úsekem. Zakládání Geologický profil celé stavby se skládá z tří základních vrstev: • kvartérní fluviální sedimenty, které tvoří údolí Lužnice, • neogenní sedimenty charakteru jílovitých písků, jílů a jílovců, • krystalinikum charakteru pararul, tvořící skalní podloží. Únosné vrstvy krystalinika, které se nachází v blízkosti pražských opěr mělce pod povrchem terénu, směrem ke korytu řeky klesají do větší hloubky a v sondách pod budějovickými opěrami již prakticky nebyly zastiženy. Založení pražské opěry bylo navrženo jako plošné na krátkých betonových prvcích s patou na skalním podloží. Hloubení základu a samotná betonáž probíhala bez problémů. V současné době je prostor za opěrou zasypáván a nechává se konsolidovat.


Obr. 1 Podélné schéma pravého mostu ❚ Fig. 1 Longitudinal section of the right-hand bridge

Pilíře mostu jsou založeny na soustavě šesti až deseti pilot průměru 1,2 m. Hlavy pilot jsou vetknuty do základu pilíře, jehož povrch je zhruba na úrovni stávajícího terénu. Délky i počet pilot se zvětšují ve směru od pražských opěr k budějovickým, což je dáno popsaným geologickým profilem. O problematické kvalitě podloží svědčí např. podmínka omezující délku vrtu, citováno z technické zprávy: „Délka piloty 22 m, minimální délka vetknutí paty 4 m do pevných jílů s Ic ≥ 1,0“. Pro zřízení pilot v prostoru inundace bylo nutno zbudovat plošiny na těžkých sanacích z lomového kamene, jinak by vrtná souprava mohla zapadnout do zvodněné zeminy. Stavební jámy pro základy v blízkosti Lužnice jsou zabezpečeny jímkami ze štětových stěn. V blízkosti plynovodů, železniční trati a silnice bylo použito záporové pažení. Armování, práce na bednění a betonáž základu pilíře probíhaly za stálého čerpání vody. Práce v jímkách byly bedlivě sledovány ochránci přírody a v případě, že do jímky skočila např. žába, byla odborně vyjmuta a puštěna na svobodu. Založení budějovické opěry je odlišně od dokumentace pro zadání stavby (DZS) navrženo na soustavě pilot končících na úrovni stávajícího terénu; dále pokračují betonové stěny. Ty nesou úložný práh budějovických opěr a procházejí násypovým tělesem v úseku 21


❚

STRUCTURES 2

cca 4,5 m, jsou ochráněny geotextilií kvůli omezení negativního plášťového tření. Vzhledem k plasticitě podloží bylo nutné v předstihu pod přechodovou oblastí instalovat soustavu vertikálních geodrénů délky 21 m, aby se urychlila konsolidace podloží a byly splněny přísné požadavky na sednutí násypu ve vymezeném časovém období. V současné době jsou hotové stěny i násyp, který konsoliduje. S P O D N Í S TAV B A

Pražské opěry jsou navrženy masivní s vetknutými křídly, budějovické tvoří pouze úložný práh s křídly. Mezi pražskými opěrami, které jsou podélně odsunuty, je navíc samostatná opěrná stěna. Opěry jsou vybetonovány z betonu C30/37. Pilíře jsou navrženy z betonu C30/37 a mají výšku do cca 11 m. Jsou použity dva tvary pilířů: široký a úzký – odlišují se velikostí delší strany. Pilíře mají v patě rozměry 2 x 4,3 resp. 2 x 3,7 m, v dolní části jsou konstantního průřezu a směrem vzhůru se rozšiřují v tzv. hlavici; vzdálenost ložisek činí 5,08 resp. 4,36 m. Zhlaví pilířů je upraveno pro možnost zvedání komory spojené s výměnou ložisek anebo rektifikací. Z estetických důvodů je v pohledově širší části pilíře provedena nika. Přechodový pilíř byl oproti DZS rozdělen do dvou oddělených částí kvůli omezení vývinu hydratačního tepla a zvětšení ochlazovací plochy. Pro pilíře bylo použito bednění firmy Česká Doka. Pilíře se betonovaly ve dvou fázích - nejdříve dřík a potom hlavice pilíře. Pro každou část byly vyrobeny dvě sestavy bednění pro úzký a pro široký pilíř a dále doplňkové díly pro přechodový a široký pilíř. Bednění bylo navrženo tak, aby bylo docíleno maximální variability a využití vyrobených prvků bednění. 22

3

NOSNÁ KONSTRUKCE

Nosnou konstrukci tvoří komorový nosník. U první části mostu délky 420 m je výška komory konstantně 2,4 m a rozpětí nepřesáhne 48 m. U druhé části mostu délky 641 m je u sedmi polí komora proměnné výšky 2,4 až 3,7 m s parabolickým náběhem, u zbylých polí pak opět stálé výšky 2,4 m. Rozpětí u polí s náběhy činí 65 m. Celková šířka mostovky je 14,4 m. Stěny ve sklonu 2,9 : 1 mají tloušťku 500 mm, v oblasti zakotvení a nad podporami se jejich tloušťka zvětšuje skokem na 600 mm především z důvodu snadnější betonáže. Horní deska má tloušťku 270 až 470 mm ve vetknutí, vyložení konzol činí cca 3,5 m. Spodní deska s běžnou tloušťkou 200 mm se u vnitřních podpor zesiluje až na 400 resp. až na 600 mm u výškových náběhů. Vnitřní příčníky délky 1 500 mm jsou ukončené 350 mm pod stropem kvůli posunu bednění stropu a jsou přerušené v ose komory. Protože se konstrukce nachází nízko nad zemí, byl zvolen systém pevné skruže. Podpory skruže byly založeny většinou na pilotách průměru 600 mm. Pro podpěrnou konstrukci bylo využito inventárního materiálu PIŽMO a ocelových nosníků I1000 a I500 Betonáž komory je rozdělena na dvě etapy, nejprve se vybetonuje spodní deska a stěny (spodní „účko“) a potom horní deska. Bednění stěn bylo navrženo firmou ULMA s technologií posuvných vozíků. Vozíky byly vyrobeny ve dvou délkách, 48 a 65 m, jejich posun je prováděn pomocí hydraulického vrátku. Změna výšky podlahy bednění komory v náběhu je řešena pomocí proměnné výšky bednících stolů. Bednění stropu komory je taktéž navrženo firmou ULMA jako pojízdné. Podpěrná konstrukce stropu prošla během výstavby něko-

Obr. 2

Příčný řez

❚

Fig. 2

Cross section

Obr. 3 Pohled na most směrem na Prahu ❚ Fig. 3 The view of the bridge looking towards Prague Obr. 4 Betonáž nosné konstrukce pod zapnutým VVN s pracovním prostorem vyznačeným ohradou s vlaječkami ❚ Fig. 4 Concrete construction under a live high-tension transmission line Obr. 5 Betonáž horní desky komory ❚ Fig. 5 Casting of the upper slab of the box girder Obr. 6 Pohled na pravý most s pilíři levého mostu ❚ Fig. 6 The view of the right-hand bridge with piers of the left-hand bridge Obr. 7 Křížení mostu s železnicí a s komunikací ❚ Fig. 7 Crossing over a railway and a road

lika změnami a nakonec bylo zvoleno řešení, kdy krajní roznášecí profily jsou podporovány konzolami na stěnách s válci pro pojezd, které tvoří pevné podpory – z tohoto důvodu není potřeba dodatečného zavětrování. Vnitřní podpory bednění jsou navrženy jako kyvné stojky, které se dají výškově nastavit. Před pojezdem se stojky sklopí a projedou nad příčníkem. Nosná konstrukce je uložena na hrncových ložiskách, vždy uprostřed délky mostního celku jsou ložiska pevná, u ostatních pilířů jsou použita ložiska jednosměrná a všesměrná. Předpětí Konstrukce je dodatečně příčně i podélně předepnutá kabely se soudržností. Je použit systém Dywidag s lany 15,7 mm 1570/1770. Předpětí v příčném směru je omezeno pouze na oblasti podpor v počtu šesti čtyřlanových kabelů nad podporou. Lana příčného předpětí jsou uložena v plochých kanálcích, kotvy jsou při obou okrajích mostovky a napětí je vnášeno jednostranně. V podélném směru jsou použity devatenáctilanové kabely. Běžně je ve stě-


❚

4/2011


❚

STRUCTURES

5

6 4

7

ně vedeno šest kabelů ve třech řadách po dvojicích, přičemž tři kabely jsou spojkovány ve stěně nad sebou v pracovní spáře (na konci betonážního dílu) a tři přes ni procházejí. Napínání kabelů je jednostranné z pracovní spáry po dokončení betonážního dílu. V oblasti velkých polí je počet kabelů zvýšen na osm v jedné stěně. Přidaná čtvrtá dvojice je umístěna v celé své délce níže než ostatních šest kabelů a uprostřed pole je bočně odsunuta v délce cca 20 m do nálitku spodní desky. V těchto řezech jsou tedy ve spodní vrstvě umístěny celkem čtyři kabely, které jsou napínány jednostranně z bočních nálitků a končí pasívní koštětovou kotvou. Předpětí je vneseno do betonážního dílu (BD) ve dvou fázích: po vybetonování „U“ profilu po jednom kabelu ve stěně, po betonáži horní desky zbývající dva kabely ve stěně (případně čtyři u dlouhých polí). Před odskružením se napínají i kabely příčného předpětí nad podporou.

640 mm mezi mosty a 480 mm na budějovické opěře. Izolace mostovky bude celoplošná, vozovka je navržena jako třívrstvá. Římsy budou provedeny jako monolitické železobetonové. Záchytným systémem jsou svodidla pro stupeň zadržení H2. Zrcadlo mezi mosty šířky 800 mm je zakryté kompozitními rošty. Na vnějších okrajích mostovky je služební chodník se zábradlím a s celoplošnou výplní s protihlukovým účinkem. Odvodnění mostovky je provedeno pomocí odvodňovačů při okraji vozovky. Vzhledem k vrcholovému oblouku v krátkém úseku na začátku „mostu 1“ je voda odváděna dešťovým svodem vedeným vně komory pod konzolou směrem před pražské opěry. Většina mostu je odvodněna na druhou stranu, od odvodňovačů příčnými svody do potrubí uvnitř komory. Světlost potrubí se mění od 200 po 450 mm a za budějovickou opěrou je zaústěno do dálniční kanalizace.

M O S T N Í V Y B AV E N Í

Z ÁV Ě R

Na mostě budou instalovány celkem třikrát dva lamelové mostní závěry s posuny 320 mm na pražské opěře,

Stavba mostu probíhá i přes nastíněné překážky bez problémů. K červnu 2011 byla hotova přibližně polovina nosné

konstrukce, začíná se pokládat izolace pod římsy a betonáž říms. Všechny pilíře jsou již hotové. Pro výstavbu mostu byla navržena osvědčená konstrukce a použita úsporná technologie provádění. Předpokládaný termín dokončení objektu je konec roku 2012. Investor Projekt Dodavatel Předpínaní Realizace

ŘSD Pragoprojekt, a. s. SMP CZ, a. s. Freyssinet CS (dříve SM7, a. s.) systémem Dywidag září 2009 až září 2012 Ing. Tomáš Landa Pragoprojekt, a. s.

K Ryšánce 1668/16, 147 54 Praha 4 tel.: 226 066 446 e-mail: [email protected] Ing. Lukáš Klačer tel.: 222 185 290 e-mail: [email protected] Ing. Pavel Poláček

4/2011

❚


e-mail: [email protected] oba: SMP CZ, a. s. Evropská 1692/37, 160 00 Praha 6

23


❚

STRUCTURES

ESTAKÁDA PŘES ÚDOLÍ A TRAŤ U OBCE TŘEMOŠNÁ ❚ FLYOVER ACROSS THE WALLEY AND THE RAILROAD NEAR THE VILLAGE TŘEMOŠNÁ Marcel Mimra, Lukáš Procházka Silnice I/27 propojuje dálnici D5 od Plzně s Mostem. Průtah silnice I/27 obcí Třemošná nevyhovoval směrovým ani šířkovým uspořádáním současným požadavkům. Vedení silnice negativně ovlivňovalo životní prostředí ve městě. Přeložka silnice I/27 v kategorii S 11.5/70 je řešena jako západní obchvat města Třemošná. Obchvat začíná před začátkem města mimoúrovňovou křižovatkou. Prochází lesními pozemky a kříží silnici II/180. Pokračuje údolím říčky Třemošná, kterou překračuje mostní estakádou.

1

V poslední části se obchvat zařezává do terénního horizontu se silnicí Třemošná–Horní Bříza. Obchvat je zakončen úrovňovou křižovatkou. Celková délka obchvatu s pěti mostními objekty je 3,844 km.

❚ The I/27 road connects

Pilsen with Most in northern Bohemia. The I/27 road went through the village Třemošná and its neither horizontal nor transversal alignment did not comply with the current standards. Layout of the road negatively affected environment in the village. The I/27 rerouting (in the category 11.5/70) is designed in the form of a western bypass of Třemošná. The bypass starts in front of the village by the multilevel intersection. It goes through forest land and then it crosses the road II/180. It continues by the flyover above the Třemošná river valley. In the last part it joins the road Třemošná–Horní Bříza. The bypass ends with an at-grade crossing. The total length of the bypass is 3.844 km. It contains five bridges.

POPIS MOSTU

Křížení přeložky s říčkou Třemošná společně s tratí ČD Plzeň–Žatec a polní cestou je řešeno mostní estakádou. Jedná se devítipolový spojitý předpjatý most o délce 30,9 + 7 x 51 + 30,9 = 418,8 m. Výška komorového příčného řezu je vzhledem k výškovým nárokům průjezdného profilu přemosťované železnice stlačená na 3,2 m (3,2 / 51 = 1 / 16). Šířka příčného řezu v dolním líci je 6,15 m. Most spočívá na jednodříkových pilířích s příčným řezem tvaru zaobleného H s rozšiřujícím se zhlavím. Pilíře jsou založeny plošně i hlubinně na pilotách o průměru 1,2 m. VA R I A N T Y T E C H N I C K É H O ŘEŠENÍ

Most se nachází v konstantním stoupání 3,7 %. Do začátku mostu zasahuje údolnicový oblouk. Dvě třetiny mos24

tu leží v přímé a konec mostu přechází v přechodnici. Nástup přechodnice je doprovázen změnou příčného sklonu. Zhotovitel mostního objektu žádal, aby byla prověřena použitelnost technologie postupného vysouvání. Půdorysné vedení bylo pro technologii postupného vysouvání méně příznivé. Pro překonání směrového handicapu byly zvažovány dvě možnosti výstavby. První varianta „hokejka“ předpokládala výstavbu sedmi polí v přímém směru od plzeňské strany. Konec mostu by byl zhotoven na pevné skruži od žatecké strany. Výhodou by byl konstantní tvar komory pro výsuv a přímý směr. Nevýhodami by bylo nesymetrické rozdělení vyložení konzol v přechodnici v neprospěch vnitřní konzoly, nutnost budovaní posledního pole – nad tratí – na pevné skruži a potřeba umístění výrobní technologie na obou koncích mostu. Druhá varianta „mimoběžných os“ nahrazuje přímou osu pro výsuv obloukovou osou přes celou délku mostu. Výhodou je výstavba z jediného místa a elegantní překonání kritického místa – tratě. Nevýhodou je tvarová složitost příčného řezu. Vzhledem k oscilující vzájemné poloze osy komunikace a osy komory v rozmezí –0,7 až +0,65 m se mění výška komory. Proměnné je i vyložení konzol od 2,1 do 3,6 m. Po zhodnocení byla pro realizaci vybrána varianta mimoběžných os. Most byl vysouván do kopce, od plzeňské strany k Žatci.

2a 2b

V Ý S TAV B A

Nosná konstrukce byla postavena v sedmnácti taktech. Běžný takt měl BETON • technologie • konstrukce • sanace

❚

4/2011


délku 25,5 m, koncové takty 19,35 m. Výstavba jednoho taktu trvala jedenáct dnů – čtyři dny výstavba spodní části komory, čtyři dny výstavba horní desky, napínání po dvou dnech a jeden den na výsuv dokončeného taktu. Montážní dvůr – provizorní stojka Montážní dvůr délky 30 m byl vybudován před plzeňskou opěrou. V polovině vzdálenosti mezi výrobním dvorem a opěrou byla umístěna provizorní stojka. Montážní dvůr byl založen hlubinně na dvakrát sedmi pilotách, jejichž rozložení bylo zahuštěno směrem k opěře – bylo třeba zajistit téměř nulové sedání dvora. Pro případ nežádoucího sedání byl dvůr vybaven rek-

3

4

STRUCTURES

tifikačními lisy mezi základem a nosným pláštěm. Budovaný komorový průřez ležel na fixních podélných betonových pasech, umístěných pod stěnami průřezu. Bednění vnějšího průřezu komory spočívalo na ocelovém roštu, který umožňoval svislý pohyb pro odbednění vybetonované komory. Výsuvný nos a výsuvné lisy Byl použit ocelový nos délky 35 m z plnostěnných nosníků. Na straně styku s komorou byl nosník vysoký 4 m. Na začátku nosu byl nosník vybaven zdvihacím zařízením, které ohnutý nos těsně po dosažení další podpěry přizdvihlo a umožnilo tak hladké pokračování výsuvu.

5

6a Obr. 1

❚

Podélný řez

Obr. 2a, b

❚

Fig. 1

Vzorový příčný řez

Longitudinal section ❚

Fig. 2a, b

Obr. 4 Schéma montážního dvora assembly yard

4/2011

❚

❚

Fig. 4

Obr. 5

Cross-section

Obr. 3 Různoběžnost osy komunikace a osy komory Fig. 3 Layout of the route and box axes

6b Montážní dvůr

Obr. 6a, b

Výsuvný nos

❚

Fig. 5 ❚

Assembly yard

Fig. 6a, b

Launching nose

❚

Scheme of the


25


❚

STRUCTURES Obr. 7

Výsuvný lis

❚

Fig. 7

Launching jack

Obr. 8 Výsuv přes železniční trať railroad Obr. 9a, b erection

Pokročilá fáze výstavby

❚

Fig. 8 ❚

Obr. 10a, b Pohled na dokončené dílo completed work

Launching above the

Fig. 9a, b ❚

Advanced phase of

Fig. 10a, b

View of the

7

8

tloušťkou z 0,25 na 0,45 m. Dolní deska v taktu 2 (maximální ohyb během vysouvání) byla zesílena z běžných 0,25 na 0,35 m. Horní i dolní deska byla během výstavby opatřena otvory pro osazení ocelových roubíků, k nimž byla uchycena výsuvná lana. Spodní deska byla za těmito otvory zesílena příčným prahem. Nosná konstrukce byla na začátku i na konci opatřena masivním koncovým příčníkem. V čele byl do koncového příčníku kotven předpínacími tyčemi výsuvný nos. Na konci byly k nosné konstrukci zvnějšku kotveny roubíky, vysouvající celou nosnou konstrukci.

Most byl vysouván maximální silou 8 MN. První polovina nosné konstrukce byla vysouvána dvojicí, zbytek čtveřicí lisů. Tlačná síla byla přenášena do plzeňské opěry. Nosná konstrukce – tvar Vlivem vzájemné oscilace osy komuni-

kace a osy komory docházelo ke značné tvarové proměnnosti příčného řezu. Konstantní byla pouze šířka mostovky a šířka spodního líce komory. V oblasti podpěr byly stěny komorového příčného řezu zesíleny z běžných 0,5 na 0,6 m a spodní deska byla opatřena lineárním náběhem se zvětšující se

9a

26

Nosná konstrukce – předpětí Centrické předpětí aplikované během výsuvu tvořilo v příčném řezu dvanáct horních a osm dolních dvanáctilanových kabelů. Druhý takt byl doplněn čtyřmi sedmilanovými kabely ve spodní desce. Po vysunutí mostu do definitivní polohy bylo v příčném řezu napnuto po čtyřech patnáctilanových kabelech se soudržností.

9b


❚

4/2011


❚

STRUCTURES

Z ÁV Ě R

Stavba mostu byla zahájena v únoru roku 2009 a most byl uveden do provozu v březnu 2011. Výstavba nosné konstrukce byla zahájena v srpnu 2009 a poslední takt byl vysunut na konci května 2010. V zimním období byla výstavba na tři měsíce přerušena. Technologie postupného vysouvání potvrdila svoji rychlost a prokázala použitelnost i v podmínkách, kdy směrové a/nebo výškové vedení není pro postupné vysouvání zcela ideální. Spotřeba hmot na nosné konstrukci Beton nosné konstrukce

4 155 m3

Betonářská výztuž Předpínací výztuž

610 t 148,8 t

Investor Zhotovitel Projektant mostu Termín

10a

0,986 m (srovnaná výška) 147 kg m-3 35,3 kg m-2

ŘSD ČR Sdružení Bögl–Krýsl – Swietelsky – Edikt Pontex, s. r. o. únor 2009 až březen 2011

10b

Ing. Marcel Mimra tel.: 244 062 240 e-mail: [email protected] Ing. Lukáš Procházka tel.: 244 062 238 e-mail: [email protected] oba: Pontex, s. r. o. Bezová 1658, 147 14 Praha 4 www.pontex.cz

PROJEKTOVÁ, INŽENÝRSKÁ, KONZULTAČNÍ ČINNOST A DIAGNOSTIKA VE STAVEBNICTVÍ

OMosty a lávky pro pěšíODálnice, silnice, místní komunikaceODiagnostický průzkum konstrukcíOObjekty elektroOInženýrské konstrukce OKonstrukce pozemních stavebOZakládání stavebOHlavní a mimořádné prohlídky mostůOTechnický 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]

4/2011

❚


27


❚

STRUCTURES

LÁVKA PRO PĚŠÍ PŘES LAKE HODGES, SAN DIEGO, KALIFORNIE, USA ❚ PEDESTRIAN BRIDGE ACROSS THE LAKE HODGES, SAN DIEGO, CALIFORNIA, USA

1 ❚

Jiří Stráský, Richard Novák

Obr. 1 Lávka přes Lake Hodges the Lake Hodges

Dosud nejdelší lávka z předpjatého pásu o třech polích stejných délek

Obr. 2 Situování lávky poblíž Freeway I-15 bridge near the Freeway I-15

100,58 m je popsána z hlediska architektonického a konstrukčního i postu-

Obr. 3

pu výstavby. Předpjatý pás celkové délky 301,74 m je tvořen prefabriko-

Obr. 4 Prefabrikovaný segment: a) příčný řez, b) spára mezi segmenty, c) nosné a předpínací kabely ❚ Fig. 4 Precast segment: a) cross section, b) joint between segments, c) bearing and prestressing tendons

vanými betonovými segmenty a monolitickými sedly situovanými u všech podpěr. Most byl navržen na základě velmi podrobné statické a dynamické analýzy. Aerodynamické výpočty byly ověřeny zkouškou ve větrném tunelu. ❚ The world‘s longest stress ribbon pedestrian bridge of three

Podélný řez

❚

Fig. 3

Fig. 1

Pedestrian Bridge across ❚

Fig. 2

Location of the

Elevation

Obr. 5 Vnitřní podpěra: a) podélný řez, b) příčný řez, c) půdorys ❚ Fig. 5 Intermediate support: a) elevation, b) cross section, c) plan

equal spans of 100.58 m is described in terms of its architectural and structural solution and a process of the construction. The stress ribbon deck of total length of 301.74 m is assembled of precast segments and cast-in-place saddles situated at supports. The bridge was designed on the basis of a very detailed static and dynamic analysis, the aerodynamic stability was verified in a wind tunnel.

V květnu 2009 byla slavnostně otevřena dosud nejdelší lávka z předpjatého pásu (obr. 1). Lávka je situována v severní části San Diega, v Kalifornii a je součástí parku San Dieguito River Valley, který v délce 88 km spojuje ústí řeky s pouští rozprostírající se na východ od Volcan Mountain. Posláním parku je nejen zajistit rekreaci, ale také ochránit národní zdroje a životní prostředí. Lávka převádí pěší a cyklistické stezky přes jezero Hodges (obr. 2), které je v závislosti na počasí někdy plné vody a někdy prázdné a tvoří mokřiny. Konstrukce z předpjatého pásu svými jemnými rozměry nenásilně zapadá do krajiny a má minimální vliv na životní prostředí jak při stavbě, tak i provozu. Umožnila návrh lávky poměrně velkého rozpětí jen se dvěma pilíři v jezeře. Skuteč28

ností, že konstrukce má tři spojitá pole, se nevýhoda těchto konstrukcí – nutnost přenesení velkých vodorovných sil do podloží – výrazně redukovala a stavba se tak stala velmi ekonomickou. Tím, že konstrukce spojuje ekonomii s čistou konstrukční krásou, představuje jedinečný technický objekt, který se stal symbolem parku a ekologického přístupu k navrhování. ARCHITEKTONICKÉ A KONSTRUKČNÍ ŘEŠENÍ

Architektonické a konstrukční řešení vychází z našich dřívějších dvou realizovaných staveb: lávky přes Vltavu, která byla postavena v roce 1984 v Praze-Tróji, a lávky přes řeku Sacramento postavené v roce 1990 v Reddingu, v severní Kalifornii [1]. Nosnou konstrukci lávky tvoří předpjatý pás o třech stejných polích délek 100,58 m (obr. 3). Průvěs předpjatého pásu uprostřed rozpětí je 1,41 m, maximální podélný spád u podpěr je 5,6 %. Předpjatý pás celkové délky 301,74 m je


❚

4/2011


❚

STRUCTURES

2

3

4a

5a

4b

4/2011

4c

❚

5b

5c


29

❚


STRUCTURES

6a

6b

6c Obr. 6 Výpočtový model: a) konstrukce, b) opěra, c) vnitřní podpěra ❚ Fig. 6 Calculation model: a) structure, b) abutment, c) intermediate support Obr. 7

Zkouška ve větrném tunelu ❚

Obr. 8 Piloty jižní opěry abutment

Fig. 8

❚

Fig. 7

Wind tunnel test

Drilled shafts of the south

Obr. 9 Výztuž a skalní kotvy severní opěry ❚ Fig. 9 Reinforcement and rock anchors of the north abutment Obr. 10

Ocelové sedlo

❚

Fig. 10

Steel saddle

Obr. 11

Nosné kabely

❚

Fig. 11

Bearing tendons

Obr. 12

Typický segment

Obr. 13

Podporový segment

Obr. 14

Smontované segmenty

❚

Fig. 12 ❚

❚

Obr. 15 Betonáž spár, rýh a sedel troughs and saddles

30

Typical segment

Fig. 13

Support segment

Fig. 14 ❚

Assembled segments

Fig. 15

Casting of the joints,

7

sestaven z prefabrikovaných segmentů (obr. 4 a 12) a monolitických sedel situovaných u všech podpěr. Délka sedel u opěr je 6,095 m, nad vnitřními podpěrami je 12,19 m. Předpjatý pás je vetknut do krajních opěr a je rámově spojen s vnitřními podpěrami (obr. 5). Jak prefabrikované segmenty, tak i monolitická sedla jsou z betonu válcové pevnosti 41,4 MPa. Prefabrikované segmenty tloušťky 0,407 m jsou 3,048 m dlouhé a 4,266 m široké. Každý segment je tvořen dvěma okrajovými žebry a mostovkovou deskou, která je u spár zesílena příčníkem (obr. 4a). V průběhu montáže jsou segmenty zavěšeny na nosné kabely (bearing tendons), po kterých byly posunuty do projektované polohy. Po vybetonování monolitických sedel a spár mezi segmenty je konstrukce předepnuta předpínacími kabely (prestressing tendons). Nosné kabely jsou tvořeny 2x třemi kabely z 19 lan průměru 15,5 mm, předpínací kabely jsou tvořeny 2x třemi kabely z 27 lan 15,5 mm. Nosné i předpínací kabely jsou situovány v rýhách vytvořených v krajních žebrech (obr. 4c). Monolitická sedla jsou rámově spojena s krajními opěrami a vnitřními podpěrami (obr. 5). Sedla mají proměnnou tloušťku i šířku. Tloušťka se mění od 0,407 do 0,91 m, šířka od 4,266 do 7,32 m. Nad podpěrami jsou tak vytvořeny vyhlídkové plošiny s lavičkami vyzývající k zastavení. Sedla byla betonována po smontování všech segmentů do bednění zavěšeného na již smontovaných segmentech a na podporových pilířích, popřípadě krajních podpěrách. V průběhu montáže konstrukce byly nosné kabely uloženy na teflonových deskách situovaných na ocelových sedlech. Spáry mezi prefabrikovanými segmenty jsou vyztuženy petlicovým stykem (obr. 4b a 12). Spáry mezi krajními segmenty a monolitickými sedly jsou vyztuženy silnou betonářskou výztuží vyčnívající ze segmentů (obr. 13). Vnitřní podpěry výšky 12,48 a 13,29 m mají proměnnou šířku od 3 do 3,35 m a proměnnou tloušťku od 1,22 do 1,52 m (obr. 5). Jsou vyztuženy třemi vzájemně propojenými svazky svislých prutů ovinutými spirálovou výztuží zajišťující plastické chování podpěr. V podpěrách jsou zakotvena ocelová sedla podporující nosné kabely (obr. 10 a 11). Vnitřní podpěry jsou založeny na ražených ocelových pilotách. Vodorovná síla velikosti až 53 MN je přenášena do podloží u jižní opěry čtyřmi vrtanými pilotami průměru 2,7 m a délky 24 m (obr. 8), u severní opěry skalními kotvami (obr. 9). Piloty jsou silně vyztuženy svazky betonářské výztuže situovanými ve dvou vrstvách a ovinutými spirálou, která je v místech vetknutí do opěr nahrazena svařovanými kruhovými pruty.


❚

4/2011


8

9

10

11

12

13

14

15

4/2011

❚


❚

STRUCTURES

31


❚

STRUCTURES

17 Obr. 16 Dokončená konstrukce – podhled structure – view from bellow Obr. 17


❚

Fig. 17

❚

Fig. 16

Completed

Completed structure

Obr. 18 Dokončená konstrukce – minimální zásah do krajiny ❚ Fig. 18 Completed structure – minimum influence on the landscape

16

S TAT I C K Á A D Y N A M I C K Á A N A LÝ Z A

Pro návrh konstrukce a pro kontrolu projektu byl využit programový systém ANSYS (obr. 6), pro vlastní projekt byl použit programový systém LARSA. Konstrukce byla modelována jako soustava rovnoběžných prutů vystihujících působení nosných a předpínacích kabelů, prefabrikovaných segmentů a sedel a betonu rýh [1]. Výpočet vystihl postup výstavby a změnu statického působení: v době montáže všechno zatížení přenáší jen nosná lana, po vybetonování spár působí konstrukce jako předpjatý pás. Poddajnost podpěr byla vystižena pružným podepřením základů. Vlivem předpětí a objemových změn betonu vznikají v monolitických sedlech velké kladné ohybové momenty. Protože tahová namáhání vznikají v dostatečné vzdálenosti od nosných a předpínacích kabelů, byla sedla navržena jako částečně předpjatý prvek, jehož tuhost byla vlivem trhlin redukována. Velká pozornost byla věnována posouzení konstrukce na účinky zemětřesení. Konstrukce byla posouzena pro spektrum odezvy s maximální hodnotou zrychlení 0,3 g. Analýza prokázala, že pro dané zatížení se konstrukce chová elasticky. To je dáno především skutečností, že tíha konstrukce je velmi malá a horizontální pohyby jsou omezeny velkou tahovou únosností kabelů. Protože hodnoty prvních ohybových frekvencí jsou od 0,574 do 1,197 Hz, byla konstrukce posouzena postupem uvedeným v [2] pro dynamické zatížení reprezentované pulsující silou: F = 180 sin (2π f0T). Hodnota vybuzeného zrychlení a = 0,047 m/s2 je mnohem menší než přípustná hodnota a lim = 0,5 (f 0)1/2 = 0,5 (0,574)1/2 = 0,379 [m/s2]. Proto chodci nemají nepříjemné pocity, když jdou, anebo stojí na lávce. 32

Posouzení aerodynamické stability konstrukce bylo provedeno ve West Wind Labs, Marina, California [3]. Pro určení aerodynamického zatížení byl ve větrném tunelu odzkoušen model části konstrukce postavený v měřítku 1 : 10 (obr. 7). Následně byla provedena numerická simulace, která prokázala, že konstrukce zůstává stabilní do rychlosti 38,3 m/s [3], [4]. P O S T U P S TAV B Y

Po provedení výkopových prací a pilot (obr. 8) byl postaven provizorní most spojující jižní opěru s vnitřními podpěrami. Zde byly vytvořeny Larsenové jímky a následně zaraženy ocelové piloty. Poté byly vybetonovány základy a vnitřní podpěry. Po vybetonování krajních opěr – vlastně kotevních bloků – byly u severní opěry vyvrtány, osazeny a částečně napnuty skalní kotvy (obr. 9). Po osazení ocelových sedel byly nataženy a napnuty nosné kabely (obr. 10 a 11). Skalní kotvy pak byly dopnuty na požadované napětí. Poté byly pod nosné kabely podvlečeny a následně zavěšeny prefabrikované segmenty (obr. 12). Tahem vrátku byly segmenty po kabelech posunuty do projektované polohy (obr. 13). Po smontování všech segmentů bylo osazeno bednění sedel (obr. 14). Podélné nosníky nesoucí bednění byly podepřeny příčnými nosníky, které byly zavěšeny na již smontovanou konstrukci a současně podepřeny vnitřními podpěrami. Tak bylo zajištěno, že sedla spojitě navazovala na smontovanou konstrukci, jejíž tvar se v průběhu betonáže měnil podle postupně vzrůstajícího zatížení a podle teploty. Po osazení předpínacích kabelů a betonářské výztuže rýh byly spáry mezi segmenty, rýhy a sedla vybetonovány (obr. 15). Všechna tři pole byla betonována současně ve směru od středu polí k podpěrám. Po dosažení pevnosti betonu 5 MPa byla konstrukce částečně předepnuta. Toto


❚

4/2011


❚

STRUCTURES

STAVÍME NA PEVNÝCH ZÁKLADECH www.smp.cz

18

Literatura: [1] Strasky J.: Stress Ribbon and Cable-Supported Pedestrian Bridges, ISBN: 0 7277 3282 X, Thomas Telford Publishing, London 2005, 2nd edition 2011 [2] Stráský J., Nečas R., Koláček J.: Dynamická odezva betonových lávek, Beton TKS 4/2009, ISSN: 1213-3116 [3] Raggett J. D.: Wind Study, Lake Hodges Pedestrian/Bicycle Bridge, West Wind Labs, Marina, California, USA, 2005 [4] Sánchez A., Tognoli J., Strasky J.: The Lake Hodges Stress Ribbon Bridge, San Diego, California. Conference Footbridge 2008, Porto, Portugal

Investor Projekt Koncept řešení a kontrola projektu Kontrolní statický a dynamický výpočet Dodavatel

San Dieguito River Park kancelář T.Y.Lin International, San Diego, California kancelář Jiri Strasky, Ph.D., P.E., Consulting Engineer, Greenbrae, California Ing. Richard Novák Flatiron Construction Corp., San Diego, California

předpětí zajistilo, že mladý beton nebude poškozen od svévolného pohybu chodců a od změn teploty. Po dosažení projektované pevnosti byly předpínací kabely dopnuty. Následovala montáž zábradlí a osvětlení. Z ÁV Ě R

Lávka byla kladně přijata jak laickou, tak i odbornou veřejností. Projekt získal řadu ocenění, z nichž nevýznamnější jsou: ‘Outstanding project‘, Excellence in Structural Engineering 2010 – The National Council of Structural Engineers Associations (NCSEA) a ‘Design Award‘ - Prestressed Concrete Institution (PCI) 2009 Design Competition.

MOST PŘES LUŽNICI VE VESELÍ N. L. NA DÁLNICI D3 Příspěvek byl vypracován v rámci výzkumného záměru MSM 0021630519 „Progresivní spolehlivé a trvanlivé nosné stavební konstrukce“.

Prof. Ing. Jiří Stráský, DSc. Ing. Richard Novák oba: Stráský, Hustý a Partneři, s. r. o. Bohunická 50, 619 00 Brno tel.: 547 101 811 e-mail: [email protected], www.shp.eu

4/2011

❚


33

HISTORIE ❚

HISTORY

STOLETÉ VÝROČÍ MOSTU RISORGIMENTO PŘES TIBERU V ŘÍMĚ ❚ ONE HUNDRED ANNIVERSARY OF THE RISORGIMENTO BRIDGE OVER THE TIBERA RIVER IN ROME

1

Karel Dahinter Železobetonový obloukový most vytváří s deskou mostovky na podélných stěnách komorový nosník o výšce 0,85 m uprostřed, při rozpětí 100 m a vzepětí 10 m. Systém založení na neúnosném podloží vyžadoval vylehčení celé konstrukce, včetně opěr. Ty jsou komorové s procházejícími podélnými stěnami, za rubem doplněnými o příčné a výsledný celek je založen na speciálních betonových pilotách. Celková koncepce mostu a jeho technické provedení podle návrhu F. Hennebiqua zahájily novou epochu vývoje betonových mostů ve 20. století. ❚ A reinforced concrete arch bridge creates with a deck-slab on lengthwise walls a box-beam, with the midspan-height 0,85 m, by the span 100 m and the rise of arch 10 m. The very bad foundation soil needed a very light structure, including abutments. Therefore box structures were used with throughgoing lengthwise walls, completed behind the backside by cross walls and the whole is founded on special concrete piles. All the bridge conception and technology, according to the design of F. Hennebique, started the new epoch of the concrete bridges in twentieth century.

Během letošního jara si Itálie při různých příležitostech a na různých místech připomínala a slavila 150leté výročí sjednocení země. Před sto lety, 21. dubna 1911, byl k zahájení výsta34

vy na počest 50. výročí znovusjednocení Itálie v 19. století – Risorgimento – otevřen v Římě nový železobetonový most přes řeku Tiberu stejného názvu (obr. 1). Most ve své době představoval zcela mimořádné dílo, velmi plochý pružně vetknutý oblouk se spolupůsobící mostovkou o rozpětí 100 m s poměrným vzepětím f / l = 1:10 a smělostí l × l / f = 1 000 m. Iniciátorem návrhu byl Francois Hennebique, tvůrce základních principů železobetonu, úspěšný francouzský podnikatel a poskytovatel licencí řadě firem i v zahraničí, v Německu, Švýcarsku a také v Itálii. Spoluautorem projektu a realizátorem stavby byla firma Societa Porcheddu Ing. G. A. z Turina, která postavila tento most za šestnáct měsíců v letech 1909 až 1911 [1]. Pro dokreslení tehdejší situace betonového stavitelství je uvedeno několik předchozích železobetonových obloukových mostů. Prvním byla lávka pro pěší Chazelet ve Francii z roku 1875, s rozpětím 16,5 m, dle návrhu a patentu Josepha Moniera. Podle zmíněného patentu byly postaveny další mosty, např. v Brémách z roku 1890, s rozpětím 40 m. Pak už přichází doba patentu Francoise Hennebiqua, „železobeto-

nového trámu s deskou“, který se vzápětí rozšířil celosvětově, takže na prahu nového století byl použit u více než sedmi set mostů. Z nich největším byl v 19. století most přes řeku Vienne ve Francii z roku 1899 s poli o rozpětí 50 m a konstrukcí mostovky v klasické podobě štíhlých stojek a desky s podélnými žebry. Další významný krok představoval most Liege přes řeku Ourthe z roku 1905 s jedním polem o rozpětí 55 m a s velice malým vzepětím, které si vyžádalo spolupůsobení mostovkové konstrukce s vlastním obloukem. Tento most byl posledním předstupněm k mostu Risorgimento, který se svým rozpětím 100 m stal na dlouhou dobu absolutním světovým rekordem pro betonové mosty, spolu s klasickým obloukovým mostem s horní mostovkou Langwies ve Švýcarsku z roku 1914 [2]. Zatímco absolutní světový rekord betonových mostů dosáhl dnes již rozpětí 425 m u obloukového mostu Wanxian v Číně z roku 1997, ve své kategorii, velmi malého vzepětí a složitých základových poměrů, byl překonán teprve rozpětím 112,5 m mostu přes Váh v Komárně z roku 1952 se smělostí 1 480 m, podle návrhu Stanislava Bechyně [3].


❚

4/2011

HISTORIE ❚

❚

Obr. 1

Současný pohled na most [2]

Obr. 2

Podélný řez a příčné řezy mostu [1]

Fig. 1 ❚

HISTORY

The nowadays view of the bridge Fig. 2

Elevation and cross sections of the bridge

Obr. 3 Provádění pilot, a) předrážení otvoru, b) betonáž a hutnění piloty beraněním [1] b) concreting and compacting of the pile by driving

❚

Fig. 3

Piles execution, a) driving rig making the hole,

2

3a

4/2011

❚

3b


35

HISTORIE ❚

HISTORY 4a

4b

Obr. 4 a) Půdorys pravé opěry a řez základovou deskou s betonářskou výztuží, b) polokruhová betonářská výztuž průměrů 18 a 36 mm [1] ❚ Fig. 4 a) Layout of the right abutment and section of foundation slab with reinforcement, b) semicircle rebars of 18 and 36 mm diameter Obr. 5 Výstavba opěry mostu [1] ❚ Fig. 5 Construction of the bridge abutment Obr. 6 Výstavba podpěrné skruže mostu [1] ❚ Fig. 6 Erection of the bridge scaffolding Obr. 7 Ukládání výztuže oblouku [1] ❚ Fig. 7 Laying of the arch reinforcement

T E C H N I C K É Ř E Š E N Í A V Ý S TAV B A MOSTU

Návrh mostu představoval ve veřejné soutěži jediné řešení o jednom poli, ostatní návrhy byly většinou třípolové. Vzhledem k špatným základovým podmínkám nebylo možno navrhnout, v té době běžně používané, trojkloubové oblouky podle koncepce Roberta Maillarta, jako např. u mostu přes Rýn u Tavanasa s rozpětím 51 m z roku 1905 nebo dokonce 96 m u mostu Grafton v Aucklandu na Novém Zélandu z roku 1910. Základovou půdu v místě přemostění tvoří vrstvy proměnného složení, z písků, jílů až rozbahněných hlinitých náplavů, bez pevného podzákladí, které vyžadovaly speciální zakládání. Bylo proto doporučeno maximální vylehčení mostu a určité zpevnění a zhutnění základové půdy. Základní dispozice mostu je patrná z obr. 2, na kterém je vidět podélné uspořádání celého mostu včetně opěr a založení a charakteristické příčné řezy uprostřed, ve čtvrtinách rozpětí, v líci opěr a za rubovou stěnou opěry. Celková délka mostu, včetně opěr prodloužených na obou stranách řeky devíti podélnými příčně spojenými stěnami, je 148 m a světlost mostního pole je 100 m. Celková šířka mostu je 20 m, z toho vozovka 13 m, na obou předmostích se vozovka rozšiřuje na 19,6 m a celková šířka mostu na 27,5 m. Nosnou konstrukcí mostu je smíšená soustava komorového nosníku a oblouku s parabolicky proměnnou výš36

kou průřezu, od 0,85 m uprostřed rozpětí do 10,1 m v líci opěr. Boční stěny mají opět dle paraboly šikmo seříznutou dolní hranu, od 0 ve středu ke 2 m v líci opěr, čímž se dosahuje optické zeštíhlení. Nosník má v krajních částech šest komor a tloušťku podélných stěn i desky mostovky 0,2 m, podélné stěny vytvářejí nahoře rozšířené žebro pro desku, která je navíc podepřena příčnými žebry. Ve střední části se počet komor zdvojnásobuje a nosník má charakter komůrkové konstrukce s tloušťkou desky mostovky 0,15 m a stěn pouze 0,1 m. Spodní deska má uprostřed rozpětí tloušťku 0,2 m a k opěrám vzrůstá na 0,5 m, stejně jako dolní části stěn. Ztužení celého nosníku doplňují příčné stěny o tloušťce 0,1 m a železobetonová táhla čtvercového průřezu. Podélné stěny, doplněné v důsledku rozšíření o další dvě krajní předmostí, pokračují dále za rubovou stěnou opěry v tloušťce 0,3 m. Z uvedeného je patrné, že celé přemostění představuje velmi štíhlou konstrukci s minimalizovanou vlastní tíhou v souladu s požadavky zadání. Opěry byly založeny na předrážených pilotách typu „Compressol“ dle Hennebiqua, o délce 7,5 m, středním průměru 1,28 m a kubatuře 8,95 m3. Oblast zakládání byla na levém břehu chráněna širokým kamenným záhozem, na pravém břehu bylo nutno provést těsnící štětovou stěnu délky cca 50 m. Opět se jednalo o zcela originální patent Hennebiqua na železobetonové štětovnice, které byly 14 m dlouhé, průře-

zu 0,35 × 0,35 m a s kanálkem uprostřed. Při osazování štětovnic byla kanálkem vháněna tlaková voda pod břit a štětovnice vlastní tíhou vnikala do zeminy. Provádění pilot probíhalo ve dvou krocích; nejdříve byla těžkým kuželovým beranem vyhloubena šachta, která měla vlivem beranění zpevněné stěny, následně byla šachta po vrstvách vyplňována betonovou směsí, která byla zhutňována beranem válcového tvaru (obr. 3). Oba kroky, kromě vytváření pilot, přispívaly i ke zhutnění základové půdy. Piloty byly rozmístěny jak pod vlastní dutou opěrou, tak pod jejím prodloužením za rubem, a to v místech křížení podélných a příčných stěn. Půdorys pravé opěry s podélným řezem základovou deskou, včetně pilot a štětové stěny, s vykreslenou betonářskou výztuží je na (obr. 4). Obdobným způsobem byla vyztužena celá mostní konstrukce betonářskou výztuží půlkruhového tvaru se žebírky, a to pouze o dvou průměrech 36 a 18 mm (380 a 110 mm2). Stavba opěr byla prováděna klasickým monolitickým způsobem z litého betonu o obsahu cementu 300 kg/m3 (obr. 5). Celý prostor za rubem byl následně po vrstvách zasypán písčitým materiálem, do něhož byly, po částečném zasypání, provedeny další piloty v mezerách mezi stěnami. Tím došlo k dohutnění podzákladí i výplně a jejímu přitlačení ke stěnám a vlivem tření k intenzivnějšímu spolupůsobení s opěrou. Výstavba nosné konstrukce probíhala na podpěrné skruži v řečišti Ti-


❚

4/2011

HISTORIE ❚

bery, která je známá velkými výkyvy výšky hladiny na podzim a v zimě, od normálního stavu o 6 až 8 m. Byly proto provedeny velmi pevné podpěry ze železobetonových rámů, monoliticky spojených s dvouřadou bárkou ze železobetonových zaberaněných pilot (obr. 6). Vlastní konstrukce bednění spočívala na dřevěných trámech uložených na klínech na hlavách železobetonových podpěr, kde se provádělo výškové vyrovnání i následné odskružení. Betonová směs byla stejná jako u opěr. Postup výstavby nosné konstrukce: • spodní deska oblouku (obr. 7), • podélné a příčné stěny s prefabrikovanými táhly a příčníky desky (obr. 8), • deska mostovky spolu s žebrem na podélných stěnách (obr. 9). Smlouva o výstavbě mostu byla podepsána 2. října 1909, první štětovnice byla vybetonována 16. prosince a osazena 4. března 1910, celá stěna byla dokončena v červenci. Pilotové zakládání probíhalo od ledna do července 1910, s častým přerušováním při velkých vodách. Železobetonové části podpěrné části skruže byly dokončeny v srpnu a bednění koncem září. Betonáž opěr byla zahájena 27. července a nosné konstrukce, spodní desky oblouku 9. října. Veškeré betonážní práce byly dokončeny 25. února 1911. Odskružení se provádělo od 1. do 11. dubna, kdy proběhla i první zatěžovací zkouška mostu parním válcem o hmotnosti 19 t. V dalších dnech pokračovaly zkoušky se zvětšujícím se zatížením, až jeho hmotnost ve střední části mostu dosáhla 150 t, které vyvodilo průhyb uprostřed mostu pouze 3,5 mm (obr. 10). Proto byl dán souhlas s otevřením mostu k 21. dubnu 1911, dni zahájení výstavy. Pro úřední přejímku mostu byly předepsány zatěžovací zkoušky jak zatížením rovnoměrným 5 kN/m2, celého mostu a jeho poloviny, tak zatížením pohyblivým sestávajícím z trojice za sebou jedoucích silničních válců o hmotnosti 15 t. Dovolená poměrná hodnota maximálního průhybu byla 1/1 500 L, tj. 67 mm. Pro předepsané rovnoměrné zatížení byla na mostě rozprostřena vrstva písku (80 mm) a štěrku (240 mm), ale vlivem trvalého deště vzrostlo zatížení na 6,2 kN/m2. Naměřený maximální průhyb byl 32 mm, výrazně pod dovolenou hodnotou, z toho trvalý průhyb byl 16 mm a pružný 16,2 mm. Průhyb od skupiny silničních válců (13 + 16 + 17 t) po celkem čtyřech

5

6

7

4/2011

HISTORY

❚


37

HISTORIE ❚

HISTORY

8

9

10 Obr. 8 Osazování prefabrikovaných příčníků desky mostovky [1] ❚ Fig. 8 Assembling of the deck-slab precast cross-beams Obr. 9 Betonáž desky mostovky [1] Fig. 9 Concreting of the deck-slab

❚

Obr. 10 Zatěžkací zkouška mostu sedmi parními válci o celkové hmotnosti 150 t [1] ❚ Fig. 10 Testing of the bridge with 7 steam-rollers of total mass 150 t Obr. 11 Pohled na dokončený most [1] ❚ Fig. 11 View of the completed bridge Obr. 12 Letecký pohled na dopravní provoz na mostě a přilehlých nábřežích [GoogleEarth] ❚ Fig. 12 Aerial view of street traffic on the bridge and adjacent banks Obr. 13 Mapka Říma s vyznačením polohy mostu ❚ Fig. 13 Town plan of Roma with the bridge location

přejezdech byl 2 mm. Přejímka byla ukončena 11. května 1911 a most byl předán do trvalého provozu (obr. 11). S TAT I C K É P Ř E P O Č T Y

Statický výpočet mostu byl dle sdělení Hennebiqua velmi jednoduchý, podrobnosti dále neuvedl ani svým spolupracovníkům. Proto nosné působení tohoto mostu, ač ověřené v praxi, bylo předmětem úvah i různých dodatečných statických přepočtů. První přepočet provedl H. Marcus již v roce 1912, a to za předpokladu vetknutého nosníku. Podle výsledků tohoto výpočtu byla betonářská výztuž v rozhodujících průřezech, uprostřed mostu a v líci opěr, zcela nedostačující. Také vypočtené maximální hodnoty napětí v betonu v tlaku uprostřed -11,91 MPa a v tahu v desce mostovky 38

Literatura: [1] Gesteschi T.: Die Brücke der Widergeburt über Tiber in Rom, Wilhelm Ernst & Sohn Berlin 1912 [2] Troyano L. F.: Bridge Engineering. A Global Perspektive, Thomas Telford Publishing London 2003 [3] Bechyně S.: Betonové mosty obloukové, Technický průvodce 11. Mostní stavitelství, Část II., Sešit 3., SNTL Praha 1954 [4] Bechyně S.: Betonové stavitelství III. Výpočty průřezů žb. konstrukcí, Konstrukce namáhané tlakem a ohybem, Svazek první, Účinky zatížení podle klasické teorie při ohybu rovinném a prostorovém, SNTL Praha 1956 [5] Herzog M.: Die Tragwirkung der Risorgimentobrücke in Rom, Beton- und Stahlbetonbau 90 (1995), Heft 12 s. 320–323 [6] Bechyně S.: Betonové stavitelství I., Technologie betonu, Svazek čtvrtý, Pružnost betonu, SNTL Praha 1959

v líci opěr +5,9 MPa, překračovaly tehdejší dovolené hodnoty, ale neodpovídaly chování konstrukce. Podle [3] a [4] byla správnost koncepce mostu dle Hennebiqua potvrzena, výpočtem i experimentálně na modelu, při výstavbě mostu přes Váh v Komárně v roce 1952, podle návrhu Stanislava Bechyně. Mostní konstrukce tohoto druhu přenáší působící zatížení cca 62 % jako oblouk a 38 % jako trám. V roce 1989 provedl výpočet M. Herzog [5] za předpokladu obloukového, bezmomentového působení mostu a dospěl k výsledkům, které odpovídaly průhybům mostu zjištěným při zatěžovací zkoušce v květnu 1911, pro zvýšené nahodilé zatížení 6,2 kN/m2. Provedl celý výpočet mostu se zahrnutím veškerého stálého zatížení, zemního tlaku a nahodilého rovnoměrné-

ho zatížení, v souladu se zatěžovací zkouškou. Dále zahrnul účinky teploty a smrštění betonu a stlačení střednice oblouku. Přitom předpokládal krychelnou pevnost betonu 18 MPa, Ec = 18 000 MPa a mez kluzu betonářské výztuže 240 MPa. Podle přepočtu byl výsledný pružný průhyb 16,4 mm, vlivem stlačení celé nosné konstrukce o 7,41 mm. Posouzení založení na pilotách typu „Compressol“ vycházelo z výpočtu únosnosti jedné piloty 4,27 MN, po sečtení únosnosti na patě 2 MN/m2 a plášťového tření 0,06 MN/m2 a z jejich počtu devadesát šest pod opěrou. Maximální vertikální zatížení na jednu pilotu bylo dle výpočtu 1,84 MN, takže dosažený součinitel spolehlivosti 2,32 přesáhl i dnes běžně požadovanou hodnotu 2.


❚

4/2011

HISTORIE ❚

HISTORY

11

12

13

(Poznámka: v [1] je uvedený počet pilot sedmdesát dvě, což by znamenalo zvýšení zatížení na pilotu na 2,45 MN, ale vzhledem k poměrně krátkým pilotám a konstrukčnímu uspořádání opěry dochází k interakci celého podzákladí s mostem a rozdíl v počtu pilot není významný.)

Opěry musely přenést i horizontální obloukovou sílu, která pro maximální zatížení dosahovala 64 MN. Podle výpočtu byl výsledný aktivní zemní tlak na zadní stěnu opěry 307 MN, který zaručil převzetí obloukové síly s velikou rezervou. Výpočet byl proveden pro zásyp pískem s objemovou hmotností 1 800 kg/m3 a úhlem vnitřního tření 30° a o stěnu 20°. Charakter založení mostu představuje pružné vetknutí, které se příznivě projevuje zejména pro objemové změny konstrukce vlivem teploty, uvažovány hodnoty ±20 °C, smrštění beto4/2011

❚

nu, uvažovaná hodnota – 2 × 1/10 000 a stlačení střednice jak pružné, tak vlivem dotvarování. Z ÁV Ě R

Podle dosavadních zpráv je most dosud plně funkční a provedené opravy se týkaly pouze povrchových úprav vozovkových vrstev. Lze však předpokládat, že ke stoletému výročí mu bude věnována zvýšená pozornost. V každém případě by bylo vhodné provést podrobnou diagnostiku mostu včetně posouzení stavu založení a geodetického zaměření. Nejsou zatím publikovány údaje o dlouhodobých průhybech a pohybech mostu a též materiálové charakteristiky betonu nebyly ověřeny na konstrukci. Zejména pevnost a modul pružnosti betonu není v obvykle udávaném vztahu v [6], např. pod-


le Chambauda vyhovuje dobře vztah E = 18 000 β pro betony s pevností 10 až 60 MPa, ale pro hodnoty ve starých jednotkách. Pro betony mostu Risorgimento s deklarovanou pevností 18 MPa by E bylo 24 000 MPa. Na závěr je nutno vysoce ocenit jak autora projektu Francoise Hennebiqua, tak jeho realizátora, firmu Societa Porcheddu Ing. G. A. za dílo, které úspěšně vstoupilo již do druhého století své životnosti. Mělo by to vést k zamyšlení nad současným stavem a dalším vývojem našeho mostního stavitelství, především z pohledu trvanlivosti a životnosti mnohých současných mostů. Ing. Karel Dahinter, CSc. e-mail: [email protected]

39


❚

STRUCTURES

MOSTY SLOVENSKÉ R1 – DŮRAZ NA KVALITU, RYCHLOST VÝSTAVBY A ESTETIKU ❚ BRIDGES OF THE SLOVAK R1 – EMPHASIS ON QUALITY, SPEED OF CONSTRUCTION AND AESTHETICS

1

Michal Sýkora Na Slovensku pokračuje výstavba rychlostní silnice R1. Na celkem 52km úseku mezi Nitrou a Banskou Bystricou vyroste 74 mostů. Architekti, projektanti a stavbaři zde využívají nejmoderněj-

verní obchvat Banské Bystrice. Mosty na jednotlivých úsecích tvoří monolitické i prefabrikované konstrukce. Jejich řešení jako celku i jednotlivým detailům věnovali architekti, projektanti i stavbaři výjimečnou pozornost.

ší a nejzajímavější technologické postupy pro jejich výstavbu. Technologickou specialitou byla

POUŽITÉ TECHNOLOGIE

metoda vysouvání nosné konstrukce, na území Slovenska použita teprve potřetí. Svoji premiéru měla zase téměř 140 m dlouhá výsuvná skruž z

Portugalska.

❚ Construction

continues

on the R1 expressway in Slovakia. Seventy four bridges will be built on a total of 52 km between Nitra and Banská Bystrica. Architects, designers and builders use the most modern and interesting technological procedures for their work. A technological speciality was the incremental launching method – used only for the third time in Slovakia. The premiere of an almost 140 m long extensible form from Portugal.

Rychlým tempem postupuje na Slovensku výstavba nového úseku rychlostní komunikace R1. PPP projekt byl zahájen na podzim 2009. Na 52 km rychlostní silnice mezi Nitrou a Banskou Bystricou bude pro řidiče připraveno také sedmdesát čtyři mostních objektů – vzhledem k jejich vysokému počtu mohli okolo projíždějící sledovat na stavbách všechny nejpoužívanější technologické postupy výstavby betonových mostů, které současná doba nabízí. Projekt je rozdělen na čtyři stavby: Nitra-Selenec, Selenec-Beladice, Beladice-Tekovské Nemce a samostatný se40

Řešení nadjezdů První představu o estetickém řešení a technické kvalitě dávají většinou nadjezdy rychlostní komunikace. Na R1 jsou nadjezdy tvořeny jednotrámovou konstrukcí podepřenou štíhlými stojkami s hlavicemi. Jak napojení vnějších konzol mostovky, tak i hlavice podpěr jsou zakřiveny a jejich obrysové křivky jsou u všech nadjezdů stejné. Totožná je i šířka trámu, mění se pouze délka vyložení konzol. Stejné uspořádání mají také podpěry, které se liší jen délkou přímé části. Typické nadjezdy jsou čtyřpolové s rozpětím do 23 m. Jeden nadjezd tvoří integrovaný jednopolový most, dva mosty mají pět a sedm polí. Přesypané mosty Bylo-li to vhodné, navrhli projektanti úsporné přesypané mosty malých rozpětí. Tam, kde je dostatečný nadnásyp, budou sloužit přesypané obloukové konstrukce sestavené ze dvou obloukových segmentů. Na klenby navazují křídla sledující jejich zakřivení. Vzhledem k napojení na svah násypu jsou konstrukce projektovány jako kolmé,

krajní segmenty jsou vytvořeny současně s římsou. V místech bez dostatečného nadnásypu jsou použity klasické rámové konstrukce se svahovými křídly. Mosty malých rozpětí Na R1 jsou na tomto typu mostů použity deskové nebo rámové konstrukce. U objektů o více polích byly vybudovány konstrukce tvořené lichoběžníkovou deskou podepřenou štíhlými podpěrami. Prefabrikované konstrukce Konstrukce sestavené z prefabrikovaných nosníků a spřažené desky jsou navrženy s podporovými příčníky. Ty umožňují nepřímé podepření. Příčníky mají větší výšku než nosníky a podpěry se vyznačují šestiúhelníkovým průřezem. Monolitické dvoutrámové konstrukce Klasické dvoutrámové konstrukce s koncovými příčníky jsou podepřené dvojicemi štíhlých stojek šestiúhelníkového průřezu. VÝZNAMNÉ MOSTNÍ KONSTRUKCE

1. úsek Nitra, západ–Selenec Vstupní branou do nového úseku R1 je nadjezd, který přemosťuje nejen vlastní rychlostní komunikaci, ale i rampy křižovatky. Jde o spřažený ocelový oblouko-


❚

4/2011

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E Obr. 1 Výsuvná skruž portugalské společnosti BERD of Portuguese company BERD Obr. 2 Obloukový most na počátku nového úseku R1 at beginning of new R1 section

❚

Fig. 1 ❚

Fig. 2

Extensible form Arch bridge

2

vý most s rozpětím 70,57 m. Mostovka je zavěšena na okrajích na dva ploché oblouky. Samotný oblouk je vyplněný betonem a k základům je připojen bez použití ložisek. Patky jsou spojeny s koncovými příčníky tlačenými vzpěrami. Závěsy mají proměnný sklon (obr. 2). Při výstavbě mostu byla nejprve na podpůrné skruži sestavena z podélných nosníků a příčníků ocelová mostovka. Následně se vybudovala skruž pro vytvoření oblouku. Na to navazovala montáž oblouku, šikmých vzpěr a betonáž tzv. koncových příčníků. Pak už zbývalo vyplnit oblouk betonem a napnout závěsy. Oblouky, závěsy a římsové nosníky mají stříbrnou barvu a jsou opticky dominantní oproti podélným nosníkům a příčníkům v šedozelené barvě. Přímo v Nitře přemosťuje Průmyslovou ulici 1 165 m dlouhý mostní objekt, který se skládá ze dvou dilatačních celků. Dilatačný celek DC1 přechází železniční trať Šurany–Nitra, Zelenu ulicu a silnici I/64, dále pak vede souběžně nad Priemyselnou ulicou. Začátek dilatačního celku je na opoře č. 1 a konec na pilíři č. 21, který je společný s dilatačním celkem DC2. Dilatační celek DC1 je navržený ze dvou samostatných, souběžných mostů s jednokomůrkovou konstrukcí, která je realizovaná technologií vysouvání nosné konstrukce od opory č. 1 k podpěře č. 21. Je to teprve potře4/2011

❚

tí v historii, kdy byla na území Slovenska použita tato technologie podobná té, která byla použita na stavbě mostu u Povážské Bystrice. Most se vysouval pomocí „lehkého“ ocelového vysouvacího nosu, který snižuje namáhání mostu během výsunu. Redukuje tím také tzv. konzolové ohybové momenty. Kvůli zrychlení výstavby se vysouvaly oba mosty současně, což zvyšuje nároky na počet technologických částí. Z technologických důvodů jsou použity dvě vysouvací zařízení, osazené na krajní opěře 1 a uprostřed mostu na podpěře 11. Zde byla vybudována dočasná konstrukce zajišťující stabilitu pilíře během výsunu, která bude následně odstraněna. Dilatačný celek DC2 je navržený s jednou nosnou konstrukcí pro oba směry. Na DC1 navazuje na podpěře 21, překračuje řeku Nitru a končí na krajní opěře 26. Celková délka nosné konstrukce DC2 je 367 m a skládá se ze tří polí o rozpětí 85 m a dvou krajních polí o rozpětí 56 m. Příčný řez je tvořený trojkomůrkovou konstrukcí s dolním náběhem proměnné výšky. Výstavba mostu probíhá technologií letmé betonáže za pomocí betonářských vozíků, které betonují konstrukci symetricky od podpěry na obě strany, přičemž jeden betonážní takt je 5 m. Na závěr se tato jednotlivá „vahadla“ propojí uzavíracími lamelami. Na celém mostě budou z obou stran osazeny protihlukové stěny výšky 4 m.


❚

STRUCTURES

2. úsek Selenec–Beladice Dominantou druhého úseku budované R1 je zcela určitě monolitický obousměrný most přes Hosťovský potok. Objekt celkové délky 960 m tvoří spojitý nosník o sedmnácti polích s rozpětími od 33 do 69 m. Nejvyšší pilíř dosahuje výšky 35 m. Jde o jedinou konstrukci proměnné výšky na tomto úseku. Nosnou část tvoří v příčném řezu komorový nosník s velmi vyloženými konzolami podepíranými prefabrikovanými vzpěrami. Nosník je společný pro oba dva směry R1, což představuje šířku nosné konstrukce 24,5 m. Stavba mostu probíhala postupně. Nejprve byl vybetonován základní komorový průřez do bednění zavěšeného na výsuvné skruži situované nad nosnou konstrukcí. Na něj se následně osadily prefabrikované vzpěry a vybetonovala deska mostovky. Stavba komorového nosníku je jedním z největších unikátů na celé R1. Pro jeho realizaci si dodavatel vypůjčil výsuvnou skruž od společnosti BERD (obr. 1). Celý systém váží 180 t a z Portugalska ho přivezlo přes osmdesát kamionů. Skruž má délku téměř 140 m a podobné zařízení nebylo doposud na Slovensku použito. Skruž je vždy konstruována pro danou vzdálenost pilířů. V jednom betonážním taktu se na popisovaném mostu budovalo jedno pole mostovky o délce 69 m, což trvalo 21 dnů. Moderní skruž představuje oproti běžným typům ekonomičtější konstrukci s delší životností, protože používá předpětí pro eliminaci průhybů. Technologii výsuvné skruže lze použít pro komorovou nosnou konstrukci i pro dvoutrámovou konstrukci mostu. Není zde nutné stavět dočasné montážní podpěry, jak tomu bývá u omezených rozpětí skruží v případě jiných technologií. Nová generace výsuvných skruží se navíc vyznačuje lehčí konstrukcí, a tedy i snadnější manipulací. Jedná se o typ se samočinným předpínáním, které slouží k vyrovnávání deformací od změn zatížení skruže při výstavbě. Tento systém proto vede k dosažení vyšší přesnosti konstrukce, než umožňuje „klasická“ skruž. Systém předpínání je řízen přes počítač, a to urychluje reakci v případě indikace deformace. Doplňuje jej také aretační systém pro případ závady. Nosná část skruže se pro použití na různých stavbách nemění. Spodní závěsné díly s bedněním je třeba upravit dle konkrétní nosné konstrukce. Pro práci se skruží je zapotřebí zhruba de41


❚

STRUCTURES

Obr. 3 Podpěry a ložiska dvoutrámového mostu postaveného na spodní výsuvné skruži supports and saddles set on lower extensible form ❚

Obr. 4 Křižovatka Kostiviarska v Banské Bystrici tvořená šesti mosty comprised of six bridges

3

set lidí, manipulace a kontrola předpínání je již záležitost pro jednoho pracovníka. Krajní pole byla následně vybudována pomocí pevné skruže. Pilíře byly betonovány do bednění, v každém taktu do výšky 5,4 m. Další mosty druhého úseku Ještě než řidič ve směru od Nitry přijede k mostnímu objektu zhotovenému pomocí výsuvné skruže, přejede několik dalších mostů. Prvním větším z nich je 372 m dlouhý dvoutrámový most, který byl postaven na spodní výsuvné skruži (obr. 3). Následuje 760 m dlouhý přejezd, kde byla využita technologie letmé montáže. Předem vyrobené prefabrikáty byly postupně připínány k již hotové konstrukci pomocí speciálního jeřábu. Zdvihacímu zařízení se musely přizpůsobit i hlavice pilířů, aby na ně jeřáb mohl „našlapovat“. Jde o dvě souběžné konstrukce o čtrnácti polích s rozpětími od 33,5 do 61 m. Celkem na ně bylo využito 674 segmentů, které dodavatel přivezl na kamionech z Brandýsa nad Labem. (Pro ilustraci – mostní nosná konstrukce byla hotová za šest měsíců.) Za tímto objektem se nachází další téměř 500 m dlouhý most z prefabrikovaných I nosníků. Za mostem přes Hosťovský potok budovaným pomocí výsuvné skruže řidiči minou ještě přejezd přes Čerešňovský potok o délce 355 m postavený také z prefabrikovaných I nosníků. 42

Fig. 4

❚

Fig. 3

Dual-beam bridge

Kostiviarska Interchange at Banská Bystrice,

4

3. úsek Beladice–Tekovské Nemce Na třetím úseku nové R1 stojí za zmínku dva mosty. Ten nad Majerským potokem má délku 190 m a přemostění tvoří dva souběžné mosty sestavené z ocelových nosníků, které jsou spřaženy s železobetonovou mostovkou. Díly o pěti polích s rozpětími od 30 do 40 m sestavili dělníci z pěti podélných nosníků. Podporují je příčníky usazené na dvojicích štíhlých šestiúhelníkových stojek. Druhým objektem je trámový most o délce 270 m přes Olichovský potok. K jeho realizaci byla použita výsuvná skruž, s kterou byl postaven most v Povážské Bystrici. Rámové konstrukce souběžných mostů (nepřímo podepřený dvoutrámový nosník proměnné výšky; bez ložisek na pilířích) mají sedm polí s rozpětími od 33 do 41 m. 4. úsek severný obchvat Banské Bystrice Oproti nadjezdům popsaným v úvodu článku lze u nadjezdu v Banské Bystrici nalézt mírné odchylky. Jde sice o podobné konstrukční uspořádání, ovšem čtyřpolová konstrukce by v tomto případě nebyla proporční. Projektanti zde proto navrhli dvoupolovou konstrukci s rozpětími 30 + 27,5 m, která jsou ztužena parabolickými náběhy. Jednotrámová konstrukce je podepřena štíhlou stojkou konstantního průřezu. V článku jsme se vzhledem k charakteru stavby nevěnovali městským kři-

žovatkám. To můžeme napravit právě u čtvrtého úseku. V Banské Bystrici jsou navrženy dvě komplikované městské křižovatky v převážné části vedené po mostech. U první křižovatky Rudlovská jde o jednotrámové konstrukce proměnné výšky. Druhá – křižovatka Kostiviarska – je tvořena dokonce šesti mosty (obr. 4). Mimo tří jednopolových mostů zde na řidiče čekají tři estakádní mosty délek 54 až 232 m. Řešení konstrukcí vychází z možností jednotlivých nadjezdů. Protože mosty mají rozpětí až 35,2 m, nosná konstrukce byla naplánována vyšší a podpěry mají větší tloušťku. Konstrukci mostu tvoří jednotrám podepřený štíhlými stojkami s hlavicemi. Základní informace o stavbě: Koncese na projektování, výstavbu, financování, provoz a údržbu rychlostní komunikace R1: Nitra–Tekovské Nemce a Bánská Bystrica – severný obchvat Veřejný Ministertsvo dopravy, výstavby obstaravatel a regionálního rozvoje SR Koncesionář Granvia, a. s. Generální Granvia Construction, s. r. o. dodavatel (člen Skupiny Eurovia CS) Projektant Dopravoprojekt, a. s., Valbek, spol. s r. o. Více informací na: www.ppp.r1.sk Název stavby

Ing. Michal Sýkora Eurovia CS, a. s. Národní 10, 113 19 Praha 1


tel.: 224 951 349

❚

4/2011

F I R E M N Í P R E Z E N TA C E ❚

4/2011

❚


COMPANY PRESENTATION

43

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

TECHNOLOGICKÉ ASPEKTY VÝVOJE A APLIKACE VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU V PODMÍNKÁCH ČESKÉ REPUBLIKY – ČÁST II. VLASTNOSTI VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU A JEJICH ZKOUŠENÍ ❚ HIGH-STRENGTH CONCRETE – TECHNOLOGY, DEVELOPMENT AND APPLICATION IN CONDITIONS OF THE CZECH REPUBLIC – PART II. PROPERTIES OF HIGH-STRENGTH CONCRETES AND THEIR TESTING Tab. 1 Vliv složení cementového tmele na jeho objemovou hmotnost ❚ Tab. 1 Influence of cement paste composition on its density

Ivailo Terzijski Tento článek je druhou částí souboru aktuálních poznatků získaných při vývoji vysokopevnostního betonu v podmínkách ČR. První část byla publikována v čísle 1/2011 tohoto periodika. Podobně jako u první části nejde i v tomto případě o práci vyčerpávající celou šíři problematiky. Naopak,

Vodní součinitel Objemová hmotnost tmele [kg/m3] Objemová hmotnost tmele s 10% MSi [kg/m3]

0,5 1 812

0,4 1 923

0,3 2 070

0,25 2 163

1 785

1 891

2 030

2 117

článek si všímá jen některých aspektů, přičemž vedle získaných poznatků upozorňuje i na některé nesrovnalosti a logické rozpory v oblasti vlastností vysokopevnostních betonů a jejich zkoušení. ❚ This article represents second part of actual findings reached in the development of high-strength concrete in conditions of the Czech Republic territory. First part was published in the vol. 1/2011 of this journal. Similarly to the first part the actual article does not cover the whole scope of knowledge. The article is focused on some actual topics, only. In parallel with technical facts, the article points out some inconsistencies and logical conflicts in the area of properties of high-strength concretes and their testing.

Tab. 2 Tab. 2

Vliv složení betonu na jeho objemovou hmotnost ❚ Influence of concrete mix composition on its density

Vodní součinitel Dávka cementu [kg/m3] Dávka mikrosiliky (MSi) [kg/m3] Objemová hmotnost s běžným kamenivem [kg/m3] Objemová hmotnost s 45 % čediče [kg/m3]

0,5 300 –

0,3 450 –

0,3 450 45

2 405

2 450

2 420

2 580

2 545

VLASTNOSTI ČERSTVÉHO BETONU

Objemová hmotnost Objemová hmotnost čerstvého betonu a betonu vůbec je často považována za tak „triviální“ vlastnost, že jí není někdy věnována dostatečná pozornost. Přitom objemová hmotnost čerstvého betonu je prvním parametrem (z hlediska posloupnosti získávání), podle něhož můžeme kontrolovat dodržení teoretického složení betonu, a tedy s velkou mírou spolehlivosti i predikovat jeho další důležité vlastnosti. Jaká je tedy objemová hmotnost vysokopevnostního betonu (HSC)? Obvykle je vyšší než u betonu běžných pevností (NSC). Ve vysoce specializované publikaci [3] se uvádí, že hlavní příčinou vyšší objemové hmotnosti HSC je vyšší dávka cementu a nižší dávka vody oproti NSC. To je sice pravda, ovšem jen z části. HSC skutečně obvykle obsahují více cementu, obvykle se však taky zvětšuje obsah cementového tmele (objem cement + voda). Jelikož objemová hmotnost cementového tmele je téměř vždy nižší než objemová hmotnost kameniva a výsledného betonu, není dříve uvedený vliv dominantní. Ještě menší dopad můžeme očekávat v případě, že nahradíme/doplníme část cementu mikroplnivem typu mikrosiliky, jejíž obvyklá objemová hmotnost je 2 200 kg/m3. Pro ilustraci tohoto faktu uvádíme v tab. 1 objemové hmotnosti cementového tmele při různých vodních součinitelích. Daleko větší dopad na objemovou hmotnost betonu má mineralogický druh použitého kameniva. U běžně používaných hornin typu droby, žuly, vápence apod. se obvykle objemová hmotnost pohybuje okolo 2 600 až 2 700 kg/m3. Použije-li se však vysokopevnostní kamenivo typu čediče s objemovou hmotností kolem 3 000 kg/m3, je, jak ukazuje tab. 2, dopad na výslednou objemovou hmotnost betonu daleko výraznější. 44

Objemová hmotnost betonu má dále význam při stanovení zatížení od vlastní hmotnosti nosné konstrukce. U běžného hutného železobetonu se při výpočtu zatížení konstrukcí podle platné normy Eurokód 1 uvažuje charakteristická (tj. nepřekročená v 95 % případů) měrná tíha 25 kN/m3. Z již uvedeného je zřejmé, že při návrhu konstrukce z HSC musí výrobce betonu úzce spolupracovat s projektantem a uvedenou charakteristickou hodnotu objemové hmotnosti eventuelně upřesnit. Zpracovatelnost Zpracovatelnost (konzistence) je další důležitou vlastností čerstvého betonu. Na rozdíl od uvedené objemové hmotnosti existuje při reálné aplikaci u tohoto parametru přirozená silná zpětná vazba z oblasti transportu a ukládání čerstvého betonu. Pokud navrhnete či vyrobíte beton hůře zpracovatelný, můžete si být jisti, že si někdo začne okamžitě stěžovat. Opačně (tj. pro beton příliš pohyblivý až nestabilní) to bohužel obvykle neplatí. Má-li být zajištěna dobrá zpracovatelnost HSC, je nutné jej obvykle navrhnout se stupněm konzistence alespoň S4 v případě transportbetonu, respektive F4 až F5 v případě betonu aplikovaného při prefabrikaci. Pro požadavek velmi dobré zpracovatelnosti hovoří u HSC vedle běžných důvodů často navíc i následující další dva: • Reologické chování HSC (zejména s některými polykarboxylátovými přísadami) je odlišné od betonů běžných pevností, a to i v případě, že stupeň konzistence stanovený běžným postupem je srovnatelný (viz též dále). Zatímco u běžné pevnosti lze obvykle čerpat betony S3, u HSC to většinou není možné a je nutné (jak bylo zmíněno) navrh-


❚

4/2011


1a

1b

❚


2

Obr. 1 a) Řez vzorkem lepivého UHPC obsahujícím obtížně odstranitelné dutiny, b) řez vzorkem srovnatelného UHPC s optimalizovanou – nelepivou přísadou ❚ Fig. 1 a) Cross-section of “sticky” UHPC containing hardly removable air voids, b) cross-section of comparable UHPC with optimized – not sticky additive Obr. 2 Schéma penetrační jehly pro měření konzistence HPC ❚ Fig. 2 Scheme of penetration needle for measurement of HPC consistency Obr. 3 Porovnání vývoje pevnosti v tlaku na vzorcích ve tvaru krychle a hranolu ❚ Fig. 3 Comparison of compressive strength development for cubic and prismatic specimens 3

nout stupeň konzistence S4, nejlépe u horní hranice povoleného rozpětí, případně rovnou S5. • Čerstvé HSC betony s vyšším stupněm konzistence si obvykle lépe udržují potřebnou zpracovatelnost v čase. Častým problémem ovlivňujícím zpracovatelnost vysokopevnostních betonů je lepivost čerstvého betonu. Tento jev souvisí s HSC jen nepřímo, je totiž primárně způsoben dnes již běžným použitím plastifikačních či polyfunkčních přísad typu polykarboxylátů. Lepivost (někdy též popisovaná jako medovitost) může být závažným problémem při zpracování čerstvého betonu. Ten se v tomto případě chová jako silně viskózní kapalina bez tixotropie. V některých případech je chování čerstvého betonu až reopexní (dochází k růstu viskozity během míchání, pozn. redakce). Negativním důsledkem tohoto jevu jsou podstatně vyšší tlaky při čerpání takového betonu či nechtěně vysoký obsah vzduchu v betonu, který se při hutnění jen obtížně uvolňuje. Nejúčinnějším řešením je v tomto případě použití vhodných, pro aktuální beton optimalizovaných přísad (poslední generace polykarboxylátů tímto neduhem již obvykle netrpí). Na obr. 1 je příklad důsledku lepivosti na strukturu betonu (zde UHPC). Na obr. 1a) je řez vzorkem vzniklým uložením lepivého betonu. Naproti tomu na obr. 1b) je řez vzorkem stejného složení, ovšem s optimalizovanou (nelepivou) polykarboxylátovou přísadou. Další možností jak snížit lepivost (ekonomicky i technicky obvykle méně výhodnou) je zvýšení dávky cementového tmele a tomu úměrné snížení dávkování přísady. Určitým problémem při sledování vlastností čerstvého HSC je vzhledem k výše uvedenému i nalezení vhodného způsobu měření konzistence. Nejjednoduší a nejčastěji po4/2011

❚

užívaný způsob měření pomocí sednutí kužele (Abrams) není často výstižný. Klasifikace podle míry rozlití je již obvykle výstižnější, ale nikoli dokonalá. Proto se stále hledají jiné, vhodnější způsoby. Na VUT v Brně byla vyvinuta „penetrační jehla“ (obr. 2, podrobněji v [6]), jejíž užití je velmi nenáročné a poměrně výstižné. VLASTNOSTI ZTVRDLÉHO BETONU

Pevnost v tlaku Pevnost v tlaku je základní – profilující vlastností HSC. V poslední době se ukazuje, že není až takový problém této vysoké pevnosti obecně, či v podmínkách ČR dosáhnout [1 až 4] aj., jako ji reprezentativně změřit. V ČR se pro stanovení pevnosti betonu v tlaku stále používají převážně vzorky ve tvaru krychle o hraně 150 mm. Při vývoji různých variant HSC autor, podobně jako i jiní [3], zjistil, že použití těchto klasických vzorků někdy přináší až absurdní výsledky. Například v několika případech se ukázalo, že pevnost v tlaku HSC se v čase (v horizontu 7, 28 a 90 dní) snižuje. Další souběžně prováděné zkoušky korelovaných veličin (např. dynamický a statický modul pružnosti) však prokázaly, že reálná pevnost v tlaku ve skutečnosti stoupá. Zajímavé výsledky v tomto směru poskytuje obr. 3, který znázorňuje vývoj pevnosti v tlaku stejného betonu třídy C90/105, testovaného v čase 7, 28, 90 a 180 dní. Zkoušky byly provedeny na klasických vzorcích ve tvaru krychle o hraně 150 mm a souběžně i na hranolech 400 x 100 x 100 mm (součást stanovení statického modulu pružnosti betonu). Výsledky ukazují, že krychelná pevnost zjištěná po 7 a 28


45


❚

M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y Obr. 4 Vzorek ve tvaru krychle nepravidelně porušený v důsledku tvarové nedokonalosti ❚ Fig. 4 Irregularly destroyed cubic specimen due to imperfection in its shape Obr. 5 Vnitřní napjatost vzorku krychle při osovém namáhání a zkosení tlačných ploch ❚ Fig. 5 Internal stresses of cubic specimen with sloping surface due to axial load Obr. 6 Vnitřní napjatost vzorku hranolu při osovém namáhání a srovnatelném zkosení tlačných ploch ❚ Fig. 6 Internal stresses of prismatic specimen with equally sloping surface and equal axial load Obr. 7 Závislost na pevnosti v tahu (za ohybu) na pevnosti v tlaku betonu podle [3] ❚ Fig. 7 Relation between tensile (by flexure) and compressive strength of concrete according to [3] Obr. 8 Porovnámí standarního rozptýlení výsledků pevnosti v tahu a pevnosti v tlaku betonu ❚ Fig. 8 Comparison of standard result spread of compressive and tensile strength of concrete

4

5

7

6

8

dnech zrání HSC je zřetelně vyšší než hranolová (což je v souladu s běžnou teorií), po 90 dnech se poměr zhruba vyrovnává a po 180 dnech již vycházela hranolová pevnost výrazně vyšší, než krychelná! Pokud si na obr. 3 všimneme rozptýlení naměřených hodnot okolo aritmetického průměru, je zcela zřejmé, že rozptýlení se s vzrůstajícím stářím vzorků zvyšuje, přičemž hranolové pevnosti jsou vždy zřetelně méně rozptýleny. Z uvedených faktů je patrné, že se vzrůstající pevností v tlaku betonu roste citlivost příslušného stanovení na podmínky zkoušky. Přitom u zkušebních vzorků různých tvarů je tento vliv různě výrazný. Je zřejmé, že klasické zkušební vzorky tvaru krychle o hraně 150 mm jsou u HSC použitelné jen obtížně. I malá odchylka v rovnoběžnosti tlačených ploch vzorku či malá nerovnost dosedací plochy má za následek výrazné snížení zjištěné pevnosti betonu vzorku. V některých 46

případech je tento problém signalizován způsobem porušení vzorku (obr. 4), jindy to tak zřejmé není. Ukazuje se dále, že vzorky s vyšším poměrem výška/šířka jsou vůči těmto vlivům více odolné, než vzorky ve tvaru krychle. Z analýzy změn napjatosti zkušebních vzorků vlivem tvarových odchylek [7] a obr. 5 a 6 vyplynulo, že stejná změna míry zkosení tlačených ploch vzorku při zkoušce tlakem vede u vzorků typu hranolu 400 x 100 x 100 mm jen asi k 60% nárůstu příčných napětí ve srovnání se vzorky ve tvaru krychle o hraně 150 mm. I když byla zmíněná analýza udělána prozatím jen v oblasti pružného chování testovaného materiálu, ukazuje jednoznačně na zvýšený význam tvaru vzorku při zkoušení HSC. Souhrnně lze konstatovat, že při zkoušení vzorků HSC na pevnost v tlaku je nutné mimo běžných dodržovat zejména následující zásady:


❚

4/2011

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E • Používat maximálně přesné vzorkovnice. (Kovové jsou ob-

vykle lepší než plastové, ale ani ty nejsou všechny stejné). • Dát pokud možno přednost válcovým vzorkům ∅ 150 a výšky 300 mm. • Dbát na dobrou pohyblivost kloubu tlačných ploch lisu. • Dbát na čistotu tlačných ploch. (Neodstraněné i drobné úlomky či prach mohou negativně ovlivnit výsledek zkoušky dalšího vzorku.) Pevnost v tahu Pevnost v tahu je další důležitou vlastností HSC související pochopitelně s pevností v tlaku. Pevnost v tahu se obvykle stanovuje na trámcích čtyřbodovým ohybem (pevnost v tahu za ohybu). V případě HSC považujeme za nutné upozornit na dvě důležité skutečnosti: • Pevnost v tahu neroste úměrně pevnosti v tlaku, ale pomaleji (obr. 7). Například u NSC s pevností v tlaku 50 MPa lze podle [3] očekávat pevnost v tahu okolo 4 MPa, což je podíl 1/12,5. Naproti tomu u HSC s pevností v tlaku 120 MPa lze podle téhož zdroje očekávat pevnost v tahu jen okolo 6 MPa, což je podíl 1/20. • Standardní rozptýlení jednotlivých výsledků měření pevnosti v tahu (zde v tahu za ohybu) je podstatně větší než u pevnosti v tlaku. Pro ilustraci uvádíme na obr. 8 pro obě tyto veličiny rozdíl mezi kvantily 0,05 a 0,95 vyjádřený v % střední hodnoty. Jde o hodnoty převzaté z ČSN EN 1992-1-1, pouze odpovídajícím způsobem graficky znázorněné. Poznámka: Dovolujeme si na tomto místě zdůraznit skutečnost, že různé vlastnosti betonu (obecně i různé sledované veličiny) mají i různá „standardní rozptýlení“ kolem své střední hodnoty. Možností jak vyjádřit toto „standardní rozptýlení“ je poměrně mnoho a v tomto příspěvku není prostor pro jejich hlubší rozbor. Proto upozorňujeme na tuto skutečnost, kterou je nutné mít na paměti např. při hledání souvislostí mezi složením betonu a jeho fyzikálně-mechanickými parametry či mezi jednotlivými parametry navzájem. Těžko lze totiž hledat nějaké souvislosti tam, kde variabilita zaznamenaných výsledků nějakého parametru v důsledku změny parametru jiného je srovnatelná se standardní variabilitou měření sledovaného parametru jako takového.

Modul pružnosti Modul pružnosti betonu je významný parametr, který udává, do jaké míry se bude beton pod zatížením v konstrukci deformovat. Klasický Youngův modul pružnosti v tahu a tlaku Ec je poměr mezi osovým napětím v betonu σ a odpovídajícím poměrným přetvořením ε. Platí tedy: Ec =

σ ε

Při návrhu stavebních konstrukcí se modul pružnosti uplatňuje ve statických výpočtech vnitřních sil, dále při výpočtu průhybů a deformací vůbec. U konstrukcí z předpjatého betonu je modul důležitý pro stanovení ztrát předpětí. Modul pružnosti v tlaku lze zjistit jako „statický“ při kvazi statickém namáhání dle platné ČSN ISO 6874 [21] a dále nedestruktivními dynamickými metodami (ultrazvuková impulsní metoda a rezonanční metoda). Vzhledem k výše uvedenému uplatnění je prvořadá znalost statického modulu pružnosti, výsledky nedestruktivních metod jsou obvykle využívány pro korelaci se statickým modulem. V poslední době se modulu pružnosti betonu přikládá stále větší význam, což ovšem v některých případech vede až k neuváženým požadavkům projektantů. Autor se například setkal s požadavkem na dosažení modulu pružnosti HSC s přesností na 0,5 GPa. Takovéto přesnosti opravdu reálně 4/2011

❚

❚


nelze dosáhnout, zvláště pokud si uvědomíme dříve uvedenou poznámku o standardním rozptýlení jednotlivých veličin (to je u modulu pružnosti přibližně stejné jako u pevnosti v tlaku) a dále uvedené souvislosti. Lze však udělat poměrně dost proto, aby byl modul vyšší nebo naopak nižší, než je např. standardní hodnota pro danou třídu betonu dle [20]. Zjišťování a uplatnění statického modulu pružnosti betonu je v současné době doprovázeno esenciálními rozpory. Rozpor 1: Při navrhování betonových konstrukcí se nyní postupuje podle jediné platné soustavy norem ČSN EN 1992 – X (Eurokódy). Zde se výslovně předpokládá, že uvažovaný statický modul pružnosti je stanoven při zatížení betonu na hodnotu 0,4 fc, tj. pevnosti betonu v tlaku. Pokud se však statický modul pružnosti betonu skutečně zjišťuje, je nutno postupovat podle platné ČSN ISO 6784 [21], kde se naopak používá mezní zatížení odpovídající 1/3 fc. Rozpor 2: Norma ČSN ISO 6784 doporučuje pro stanovení statického modulu pružnosti použít vzorky ve tvaru válce o průměru 150 mm a výšce 300 mm. Je však možné použít i zkušební tělesa dle ISO 1920 s poměrem délky L a průměru d v rozmezí 2 ≤ L/d ≤ 4. Toho se v ČR obyčejně využívá a modul pružnosti betonu se běžně zkouší na hranolech 400 x 100 x 100 mm. Přitom bylo zjištěno, že změřená hodnota modulu pružnosti závisí výrazně na tvaru a velikosti vzorku. Autoři [8] například zjistili, že moduly pružnosti stanovené na hranolech jsou o 6 až 20 % vyšší, než moduly ze stejného a stejně ošetřovaného betonu, stanovené na válcích. Přitom obě tato stanovení jsou v souladu s uvedenou zkušební normou. Rozpor 3 (pevnostní paradoxon): Zkoušení modulu pružnosti betonu pomocí zatížení vyvozujícího osové napětí, které je standardním podílem skutečné pevnosti betonu, je jistě správný postup z hlediska hodnocení betonu jako obecného materiálu. Při uplatnění v reálných konstrukcích však tento přístup poněkud zkresluje skutečné chování betonu v nich. Je totiž všeobecně známé (viz též dále), že beton není ideálně pružný materiál. Jeho deformační (pracovní) diagram proto není přímka, ale křivka odchylující se od přímky ve smyslu vyšších deformací (obr. 9). Pokud tedy zvýšíme pevnost betonu, zvýší se automaticky i mezní napětí, na které bude beton při zkoušce dle [21] zatěžován. Toto zvýšení napětí při zkoušce modulu pak automaticky neguje nezanedbatelnou část zlepšení reálných deformačních vlastností betonu v konstrukci, která je obvykle navrhována za předpokladu standardizovaných pevnostních parametrů pro zvolenou pevnostní třídu betonu (tj. nikoli podle skutečných pevností). Naznačený princip je nejlépe pochopitelný z následujícího případu, který jsme zaznamenali při zkoušení HSC: U vysokopevnostního betonu třídy C70/85 byla zjištěna skutečná pevnost v tlaku fc,cube = 114 MPa. (Poznámka: krychelnou pevnost uvádíme pro zjednodušení výkladu). Hladina zatížení při zkoušce dle [21] je pak 114/3 = 38 [MPa] a Δσ = 38 – 0,5 = 37,5 [MPa]. Při tomto napětí byla změřena odpovídající poměrná deformace Δε = 0,00093. Modul pružnosti betonu stanovený dle [21] lze pak vyčíslit jako Ec = Δσ/Δε = 37,5/0,00093 = 40,3 [GPa]. Když jsme stejný beton zatěžovali při stanovení Ec jen na 1/3 charakteristické (tj. nikoli skutečné) pevnosti v tlaku pro beton dané třídy, obdrželi jsme následující hodnoty: Ec = Δσ/Δε = 27,8/0,00064 = 43,5 [GPa]. Modul pružnosti tak vychází přibližně o 8 % vyšší, než při zatížení odvozeném od skutečné pevnosti. To se na první pohled může


47


❚


10 Obr. 9 Změna modulu pružnosti betonu v závislosti na různých hladinách zatížení ❚ Fig. 9 Change of concrete modulus of elasticity due to different loading levels

9

Obr. 10 Závislost modulu pružnosti betonu na jeho pevnosti v tlaku ❚ Fig. 10 Dependence of concrete modulus of elasticity on its compressive strength Obr. 11 Porovnání rychlosti nárůstu modulu pružnosti betonů s/bez obsahu mikroplniva ❚ Fig. 11 Comparison of increase rate of modulus of elasticity of concrete with/without micro-filler

11

zdát nepříliš významné, při pohledu do tab. 3 však snadno zjistíme, že jde o rozdíl odpovídající zvýšení pevnosti betonu o dvě třídy! Domníváme se, že pro vyjádření reálného přetvárného chování betonu v reálné konstrukci by bylo vhodnější zatěžovat beton při statické zkoušce modulu pružnosti na úroveň zatížení odvozeného např. od charakteristické pevnosti dané třídy betonu (z té se při navrhování konstrukce opravdu vychází) a nikoli od skutečné pevnosti betonu. Takto vyjádřený modul pružnosti by pak lépe vystihoval chování betonu v konstrukci a změny dosažené např. záměrným zvýšením skutečné pevnosti betonu nad uvažovanou třídu. Je ovšem zřejmé, že se v tomto smyslu asi nepodaří změnit užívanou ISO normu [21], naznačený princip by však mohl být využíván na bázi smluvního dodatku všude tam, kde se klade velký důraz na reálné deformační vlastnosti konstrukce. Modul pružnosti u HSC je i bez zohlednění výše uvedeného obvykle vyšší než u NSC. Jak již bylo mnohými autory potvrzeno [8 až 11], roste i standardně testovaný modul pružnosti s pevnostní třídou betonu. Pokud se výrazně nezmění skladba betonu, roste hodnota modulu se vzrůstající pevností v tlaku jen nepříliš strmě. Podle [3] roste hodnota modulu pružnosti HSC po 28 dnech zrání úměrně tře48

tí odmocnině pevnosti v tlaku. To lze zjednodušeně vyjádřit vztahem Ec ≅ (fc)b kde b = 1/3. K podobnému závěru dospěli autoři [11], když zjistili, že u HSC se hodnota exponentu b pohybuje v rozmezí 0,3 až 0,4, zatímco u NSC je to okolo 0,5. (Konkrétní regresní vztahy pro zachování čitelnosti článku záměrně neuvádíme, lze je pochopitelně nalézt v citované literatuře.) Použití některých složek betonu typických pro HSC však může uvedené obecné pravidlo značně modifikovat. Například při použití vysokopevnostního čedičového kameniva lze očekávat výrazně vyšší modul pružnosti betonu. V literatuře [3], stejně tak jako v Eurokódu [20] se uvádí zvýšení modulu v důsledku použití čedičového kameniva místo křemenného o 20 %. Šafrata a Stuchlíková [10] zjistili navýšení oproti kamenivu na bázi moravské droby až 32 %. Naše zkušenosti jsou sice poněkud skromnější, nicméně můžeme potvrdit, že použití kameniva (zejména hrubého) s vysokým vlastním modulem pružnosti je jedním ze základních způsobů, jak zvýšit modul pružnosti výsledného betonu. Přehled nejčastěji používaných kameniv a jejich modulů pružnosti převzatý z [10] je v tab. 4. Vliv druhu kameniva na závislost modulu pružnosti na pevnosti betonu podle [11] lze nalézt na převzatém obr. 10. Důvodem, proč neroste modul pružnosti u HSC srovnatel-


❚

4/2011


C 100/115

55 67 63 4,2 3 5,5 38

60 75 68 4,4 3,1 5,7 39

70 85 78 4,6 3,2 6 41

80 95 88 4,8 3,4 6,3 42

90 105 98 5 3,5 6,6 44

není definováno ČSN EN 1992-1-1

Ecm [GPa]

C 90/105

Pevnost v tahu

fck [MPa] fck,cube [MPa] fcm [MPa] fctm [MPa] fctk;0,05 [MPa] fctk;0,95 [MPa]

C 80/95

Pevnost v tlaku

C 70/85

Základní charakteristiky HSC

❚

C 60/75

Základní mechanické parametry vysokopevnostního betonu Basic mechanical parameters of high-strength concrete

C 55/67

Tab. 3 Tab. 3

né materiálové báze se vzrůstající pevností výrazněji, je rovněž fakt, že HSC obvykle disponují nadbytkem cementového tmele. Zrna hrubého kameniva, které se obvykle podílí nejvýrazněji na určení velikosti Ec, se tak těsně nedotýkají, což snižuje potenciální nárůst modulu pružnosti v důsledku sníženého vodního součinitele tmele. Zajímavý je i vliv aktivních mikroplniv (mikrosilika, metakaolin), která jsou častou složkou HSC, na výsledný modul pružnosti betonu. Většina autorů [1, 4 aj.] se shoduje v tom, že uvedená mikroplniva se uplatňují ve ztvrdlém HSC zejména dvojím způsobem: • zvyšují celkovou hutnost ( packing density) struktury betonu, • vykazují výraznou pucolanickou reakci. Výše uvedené ve svých důsledcích znamená, že HSC s těmito mikroplnivy mají zpravidla pomalejší nárůst pevnosti, než betony srovnatelné 28denní pevnosti a s pojivem pouze na bázi Portlandského cementu. U modulu pružnosti je to poněkud složitější: pevnost HSC díky pucolanické reakci části pojiva nabíhá pomaleji, efekt zvýšení hutnosti se projevuje prakticky okamžitě. Proto (též vzhledem k vlivu pevnosti betonu na Ec – viz „rozpor 3“) se u těchto betonů dá pozorovat relativně rychlejší nárůst modulu pružnosti. Na obr. 11 je znázorněno porovnání vývoje modulu pružnosti betonu třídy C60/75 (čedičové kamenivo, bez mikroplniva) a betonu třídy C90/105 (čedičové kamenivo, 10 % mikrosiliky) z výsledků získaných na VUT v Brně. Patrný je vyšší poměr modulu pružnosti 7/28 dní u betonu s mikrosilikou oproti betonu bez ní. Zjištěný rozdíl a četnost měření však nejsou natolik výrazné, abychom zmíněný jev mohli považovat za prokázaný. Domníváme se, že v některých případech může naopak převážit efekt snížení modulu díky zvětšení nadbytku cementového tmele v důsledku použití aktivních mikroplniv. Závěrem můžeme na základě publikovaných faktů i vlastních zkušeností konstatovat, že hlavními faktory zvyšujícími hodnotu modulu pružnosti betonu jsou: • použití kameniva (zejména hrubého) s vysokým vlastním modulem pružnosti, • relativně vyšší podíl hrubého kameniva, • vysoká pevnost betonu v tlaku, • maximálně hutná struktura betonu s co nejnižším obsahem vzduchu, • nízký vodní součinitel (poměr v/c) cementového tmele betonu. Naopak modul pružnosti klesá: • při použití kameniva s nízkým vlastním modulem pružnosti (tab. 4), 4/2011

❚

Tab. 4 Tab. 4 rocks

❚


Pevnosti v tlaku a moduly pružnosti různých hornin ❚ Compressive strength and modulus of elasticity of different

Hornina žula, syenit diorit, gabro křemenný porfyr, andezit čedič, melafyr diabas křemenec, droby křemenný pískovec vápence, dolomity rula amfibolit

Pevnost v tlaku [MPa] 160 – 280 170 – 300 180 – 300 290 – 400 180 – 250 150 – 300 120 – 200 80 – 180 160 – 280 170 – 280

Modul pružnosti [GPa] 40 – 75 50 – 100 25 – 65 55 – 115 70 – 90 60 – 75 10 – 45 20 – 85 10 – 30 45 – 50

• při vyšší dávce písku a jemných plniv (zejména popílky), • při vyšším obsahu vzduchu v betonu (modul pružnosti zde

klesá výrazněji než pevnost). Smršťování Smršťování betonu je jeho jednou z „nejméně příjemných“ vlastností. Bylo, a stále proto je předmětem rozsáhlé výzkumné činnosti. To se projevuje mj. různorodou kategorizací smršťování a zavedením velkého množství pojmů s tímto jevem souvisejících. Protože se v tomto článku pochopitelně nemůžeme věnovat problematice smršťování HSC v celé její šíři, uvádíme úvodem alespoň základní dělení typů smršťování, s vymezením těch oblastí, které jsou pro chování betonu v konstrukci rozhodující. Souhrnně lze konstatovat, že smršťování betonu je způsobeno především kapilárními silami v jeho pórovém systému. Tyto kapilární síly se zvětšují v důsledku vytváření většího množství rozhraní voda – vzduch (menisky) a v důsledku případné deformace těchto menisků. Podle toho, kdy, proč a jak tyto menisky vznikají, jsou obvykle definovány různé typy smršťování. Podle [12], [13] aj. můžeme u betonu pozorovat: Plastické smršťování To může probíhat v čerstvém betonu před jeho ztvrdnutím, pokud je rychlost odparu vody z povrchu betonu větší, než je rychlost transportu vody z hlubších vrstev uložené hmoty. Z uvedeného je zřejmé, že plastické smršťování souvisí spíše s technologií betonáže a s následným ošetřováním uloženého betonu, než s jeho složením. Z logiky věci je ovšem zřejmé, že vysokopevnostní betony s typicky nižším obsahem volné vody budou vůči tomuto jevu citlivější. Vhodným ošetřováním jej však lze zcela eliminovat. Lze tedy na tomto místě i konstatovat, že způsob a kvalita ošetřování HSC má pro jeho vlastnosti i vlastnosti finální konstrukce ještě větší význam, než je tomu u betonů běžné pevnosti. Chemické a autogenní smršťování „Chemické“ smršťování vzniká v důsledku skutečnosti, že objem hydratačních produktů reakce cementu s vodou je obecně menší, než objem komponent do reakce vstupujících (cement + voda + případně latentně hydraulické příměsi). Tento rozdíl objemu se pohybuje v rozmezí 6 až 10 %, záleží přitom na chemickém složení cementu, poměru voda/cement a na způsobu zjišťování objemových změn [12, 13]. Chemické smršťování se též někdy označuje jako „samovysychání“. V praxi se jen část chemického smrštění projeví změnou


49


12

❚


13

vnějšího objemu betonu, tato část se nazývá „autogenní smrštění“. Zbylá část objemových změn se realizuje v pórové struktuře betonu. Grafické vysvětlení tohoto jevu a terminologie je na obr. 12. (V některých případech se ovšem chemické a autogenní smrštění považuje za totéž.) Smrštění od vysychání Je způsobeno ztrátou vody odparem do okolního prostředí, a co do velikosti se obvykle jedná o nejvýraznější smršťovací projev. Karbonatační smršťování Při reakci hydratačních produktů cementu se vzdušným oxidem uhličitým vznikají soli kyseliny uhličité. Zjednodušeně: Ca(OH)2 + CO2 → CaCO3 + H2O Podobně jako v případě chemického a autogenního smršťování je objem vzniklých reakčních produktů o něco menší, než objem látek do reakce vstupujících. Rozdíl je jen malý a navíc ke karbonataci dochází primárně v povrchových vrstvách betonu, a proto se tento jev obvykle nesleduje, pokud ano, tak spíše jako koroze betonu. Jakkoli je teoretické rozdělení druhů smršťování více-méně jasné, v praxi je situace daleko složitější. Záleží totiž nejen na složení betonu, ale velmi výrazně i na podmínkách, ve kterých smršťování probíhá (vlhkost prostředí obklopujícího beton, velikost a povrchový modul vzorku, poměr plochy vystavené vysychání k celkovému povrchu vzorku apod.). Může docházet (zejména v ranné fázi) i k interferenci s teplotními objemovými změnami. Dále je velmi důležité, jak se smrštění měří a projevuje. I zde se uplatňuje více hledisek, za základní lze považovat následující dělení: • Smršťování volné, kdy není vzorku, prvku či konstrukci nijak z vnějšku bráněno v objemových změnách. Veškeré smrštění nezachycené vlastní pevností betonu se v tomto případě projeví změnami objemu. Příkladem je volné uložení vzorku na kluzných podporách. • Smršťování vázané, kdy vzorku, prvku či konstrukci naopak je z vnějšku částečně či plně bráněno v objemových změnách (např. soudržností s formou). Smrštění se pak projeví nejen změnami objemu (často nerovnoměrnými), ale obvykle i vznikem a rozvojem trhlin. Typickým příkladem je „korýtková“ metoda pro sledování smrštění sanačních malt. V dalším textu se budeme věnovat sledování volného 50

smrštění, které obvykle lépe vystihuje „smršťovací potenciál“ betonu jako hmoty, a navíc je i lépe reprodukovatelné. Obvykle se uvádí, že HSC má v porovnání s NSC zřetelně vyšší autogenní smrštění a naopak nižší smrštění od vysychání [4, 5, 14 aj.]. Všeobecnou představu o poměrech mezi jednotlivými typy smršťování ukazuje obr. 13 převzatý z [3]. Naše zkušenosti však ukazují přinejmenším na jiné poměry. V minulých letech jsme se v souvislosti s vývojem HSC pro mostní konstrukce [1] na VUT v Brně věnovali intenzivně sledování procesu smršťování těchto betonů. Základní zkušební postup byl založen na kontinuálním sledování objemových změn vzorků 400 x 100 x 100 mm volně uložených v klimatizované místnosti (obr. 14) s definovanou teplotou (20 ± 2 °C) a relativní vlhkostí vzduchu (60 %). Objemové změny byly snímány pomocí dvou navzájem kompenzovaných strunových tenzometrů. Takto získané výsledky vývoje smrštění u HSC různých pevnostních tříd jsou uvedeny na obr. 15. Z tohoto obrázku i z dalších srovnatelných měření vyplývá, že smrštění od vysychání klesá se vzrůstající pevnostní třídou HSC. V obr. 15 jsou též vyneseny hranice smršťování běžných konstrukčních betonů, převzaté z [5]. To společně se zjištěnými hodnotami potvrzuje všeobecně uváděný fakt, že HSC mají nižší smrštění od vysychání. Lze předpokládat, že se zde příznivě uplatňuje vyšší hutnost cementového tmele a betonu, která omezuje ztráty vody vysycháním, a současně i vyšší pevnost betonu umožňující lépe zachytit napětí vznikající v jeho struktuře. V případě autogenního smršťování (na rozdíl od vysychání) nepotvrzují naše dosavadní výsledky všeobecně uznávané skutečnosti. V prvé řadě se nám obvykle nepodařilo nějaké zřetelné autogenní smrštění vůbec změřit! To je skutečnost natolik závažná, že ji musíme před finálním publikováním důsledně verifikovat. V současné době proto testujeme různé přístroje a postupy pro měření smršťování [15] a po vyhodnocení všech dat odbornou veřejnost se získanými poznatky seznámíme. Dotvarování Dotvarování betonu lze jednoduše popsat jako proces, při němž dochází v čase k růstu deformace při konstantním napětí. V konstrukcích dochází k uvedenému jen tehdy, pokud se může zmíněná deformace plně realizovat. Nemůže-li se deformace plně či vůbec realizovat, dochází k poklesu, případně k přerozdělení napětí v konstrukci. Z uvedeného stručného úvodu je patrné, že problemati-


❚

4/2011


❚

M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y Obr. 12 Znázornění podstaty chemického a autogenního smrštění betonu ❚ Fig. 12 Illustration of the nature of chemical and autogenous shrinkage of concrete Obr. 13 Porovnání velikosti autogenního smrštění a smrštění od vysychání u NSC a HSC ❚ Fig. 13 Magnitude comparison of autogenous and drying shrinkage of NSC and HSC Obr. 14 Vzorky při sledování smršťování od vysychání v klimatizované komoře ❚ Fig. 14 Specimens during measurement of drying shrinkage in the airconditioned chamber Obr. 15 Smršťování od vysychání HSC různých pevnostních tříd ❚ Fig. 15 Drying shrinkage of HSC of different strength classes

14

15

ka dotvarování konstrukcí či konstrukčních prvků je rozsáhlejší a komplikovanější, než problematika dotvarování betonu chápaná jen z hlediska materiálu [16]. Podobné je to i u smršťování betonu. Vzhledem k zaměření článku a jeho možného rozsahu uvedeme na tomto místě jen základní poznatky týkající se především vysokopevnostního betonu jako takového. V případě HSC se prakticky všichni autoři shodují na tom, že jeho dotvarování je za srovnatelných podmínek menší, než u NSC. Z vnějších podmínek (tj. mimo skladbu betonu) má na velikost dotvarování vliv zejména vlhkost prostředí, ve kterém je dotvarující se beton uložen, a hladina zatížení betonu (poměr vyvozeného napětí k pevnosti betonu). V rámci vývoje HSC betonů pro mostní konstrukce jsme na VUT v Brně zkoumali i míru dotvarování různých pevnostních tříd vysokopevnostních betonů. Na obr. 16 jsou uvedeny zjištěné hodnoty přetvoření v čase pro betony tříd C55/67, C60/75 a C90/105. Prezentovaný experiment probíhal souběžně se sledováním smršťování stejných betonů (viz kapitola o smršťování). Podmínky zkoušky byly následující: • vzorky ve tvaru hranolu 100 x 100 x 400 mm byly vyrobeny a osazeny tenzometry stejně jako vzorky pro sledování smršťování, • do stáří 28 dní byly tyto vzorky spolu se vzorky, u nichž bylo měřeno jen smršťování, uloženy v klimatizované místnosti při teplotě 20 ± 2 °C a relativní vlhkosti 60 %, 4/2011

❚

• po 28 dnech byly vzorky určené pro sledování dotvarování

umístěny do speciálních lisů a zatíženy osově tlakovou silou tak, aby napětí v nich odpovídalo třetině 28denní pevnosti v tlaku téhož betonu. Na obr. 16 jsou uvedena jednak přímo změřená přetvoření – označeno jako „celkové dotvarování“, jednak hodnoty označené jako „čisté dotvarování“, které byly získány (pro daný čas) odečtením hodnoty smrštění paralelně uložených nezatížených vzorků od celkového přetvoření. Z prezentovaných výsledků je zřejmé, že míra dotvarování skutečně klesá s vzrůstající pevností betonu v tlaku, a je tedy u HSC nižší. Na obr. 16 je rovněž uveden teoretický průběh dotvarování vypočtený podle Bažantova modelu B3 pomocí interaktivní aplikace, která je nyní dostupná na: http://concrete.fsv.cvut.cz/veda/konstrukce_teorie/ tkonstrukce.php. Vypočteny mohly být hodnoty pouze pro beton C55/67, jehož složení bylo na hranici mezních vstupních hodnot složení betonu u modelu B3. I tak jsou teoretické hodnoty výrazně vyšší než změřené, což je mj. způsobeno zřejmě i tím, že skutečné testované betony obsahovaly hrubé čedičové kamenivo. Lomové vlastnosti Každý, kdo byl někdy přítomen zkoušce pevnosti HSC v tlaku, si jistě uvědomil, jaké rány se při této zkoušce ozývají. Příčinou je náhlé porušení vzorku z HSC a prudký pokles napjatosti. Vysokopevnostní beton se zde chová více-


51


❚

M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y Obr. 16 Dotvarování různých pevnostních tříd HSC ❚ Fig. 16 Creep of different strength classes of HSC Obr. 17 Schéma zkoušky trojbodovým ohybem ❚ Fig. 17 Scheme of the threepoint bending test Obr. 18 Typické křivky zatížení-průhyb pro HSC a NSC ❚ Fig. 18 Typical loaddeflection curves of HSC and NSC

16

17

18

méně jako křehký materiál. Toto křehké chování neboli nízká duktilita je další nepříjemnou vlastností HSC. Náhlé porušení konstrukcí z takového materiálu je těžko předvídatelné. Není totiž obvykle předcházeno zřetelnou plastickou fází, při níž dochází k postupnému drcení betonu v tlakové zóně. Při dimenzování železobetonových konstrukcí jsou výše uvedené skutečnosti v normách zohledněny pomocí různých bezpečnostních součinitelů, které bohužel snižují celkovou efektivitu aplikace HSC. V případě mostních konstrukcí je „strach z křehkého porušení“ takový, že vedl v Národní příloze až k omezení maximální přípustné pevnostní třídy betonu na C70/85. Vědeckou disciplínou, která se křehkým porušováním materiálů zabývá, je lomová mechanika, jež je teoreticky velmi náročná. Její nástroje byly původně odvozeny pro jiné materiály než beton, pro nějž byly dodatečně upraveny. Při extrémním zjednodušení lze uvést následující: • Při hodnocení lomových vlastností betonu se vychází obvykle ze zkoušky vzorku trojbodovým ohybem, když základní změřenou charakteristikou je závislost mezi zatížením (Load) a průhybem (Deflection) vzorku, tj. L – D křivka (obr. 17). Výchozí číselnou charakteristikou odvozenou z této křivky je lomová práce, odpovídající ploše pod křivkou. • Následuje velké množství dalších veličin, přičemž jen jejich výčet a základní definice přesahují rámec tohoto článku. 52

• Rozdíl mezi chováním HSC a NSC dobře ukazuje L – D

křivka na obr. 18, kdy u vysokopevnostního betonu dochází při porušení na vrcholu křivky k výraznému poklesu přenášeného zatížení. U betonu běžné pevnosti je tento přechod mnohem plynulejší. Jakkoli jsou uvedené rozdíly zcela zřejmé, potýkáme se při hodnocení betonů prostředky lomové mechaniky s některými esenciálními problémy. K nejzávažnějším patří: • Velký rozptyl naměřených hodnot kolem střední hodnoty, který často překryje technologické vlivy, které chceme zkoumat. (To je typické pro charakteristiky vycházející z úzce lokalizované poruchy – viz též pevnost v tahu za ohybu.) • Základní zkoušky příliš nevystihují chování betonu v železobetonových konstrukcích, kde v tažené části prvku/konstrukce přenáší namáhání výztuž a v tlačené beton. Jsou však vhodné pro sledování konstrukcí z prostého betonu (to není u HSC častý případ) a konstrukcí s rozptýlenou výztuží. Souhrnně lze konstatovat, že efektivnímu využití principů a nástrojů lomové mechaniky při vývoji betonů a betonových konstrukcí je třeba se ještě intenzivně věnovat. Trvanlivost, korozní odolnost Trvanlivost se obvykle chápe jako schopnost sledovaného objektu (konstrukce, materiálu) plnit svou funkci po požadovanou dobu – dobu trvanlivosti. V praxi je trvanlivost


❚

4/2011


betonových a železobetonových konstrukcí limitována destrukčními procesy (chemickými či fyzikálními), které jsou obvykle souhrnně označovány jako „koroze“. U stavebních konstrukcí ke korozním procesům patří: působení vzdušného CO2 a SO3, střídavé působení mrazu a tání, působení solí, případně jiných chemických individuí. V případě HSC lze souhrnně konstatovat, že je odolnější vůči většině korozních procesů než NSC, a je tedy i trvanlivější. Hlavním důvodem je vysoká hutnost HSC, která vzhledem k obecnému pravidlu o rychlosti korozních procesů vede obvykle ke zpomalení koroze. Poznámka: Obecné pravidlo o rychlosti koroze uvádí, že tato je dána minimem rychlosti tří procesů – rychlosti přísunu agresivních látek do oblasti probíhající koroze, rychlosti korozní reakce samotné a rychlosti odstraňování produktů korozní reakce.

U HSC je minimálně přísun a odstraňování produktů korozní reakce pomalejší než u NSC. HSC proto obvykle bez problémů splňují normové či rezortní požadavky na vodotěsnost, mrazuvzdornost či odolnost proti působení CHRL. Komplikace může být ovšem v tom, že platná norma nebo předpis vyžadují pro dané podmínky např. záměrné provzdušnění. To pochopitelně degraduje vysokou pevnost HSC a jeho modul pružnosti. Technicky i ekonomicky výhodnějším řešením je v takovém případě spíše experimentální prokázání splnění požadovaného kritéria, než snaha vyhovět ustanovením předpisu, který aplikaci HSC obvykle nepředpokládá. I když je HSC obvykle trvanlivější než NSC, nesmíme dopad této skutečnosti přecenit. Je třeba zvážit souhrnně všechny relevantní skutečnosti, neboť rozhodující není trvanlivost betonu, ale trvanlivost celé konstrukce! Například: konstrukční prvky z vysokopevnostního betonu často vycházejí subtilnější, než při použití NSC, což je jistě faktor, který trvanlivost konstrukce přinejmenším nezvyšuje. Navíc Eurokód 2 [20] umožňuje projektantovi při použití betonu vyšších pevnostních tříd snížit krycí vrstvu výztuže betonem, což opět může snížit trvanlivost konstrukce. Odolnost proti vysokým teplotám Jednou z mála oblastí, kde je HSC horší než betony běžných pevností je odolnost proti vysokým teplotám (požáru). Vinou své vysoké hutnosti a nízké propustnosti má HSC vyšší difuzní odpor proti průniku páry a plynů vznikajících v jeho struktuře v důsledku vysokých teplot. Při požáru pak dochází k explozivnímu odštěpování vrstev HSC (spalling), obnažení výztuže a poměrně rychlé destrukci nosného prvku. HSC ovšem lze navrhnout tak, aby byla tato negativní vlastnost eliminována (obvykle pomocí přídavku spalitelných a nespalitelných vláken). Autor nemá s naznačenou problematikou vlastní zkušenosti. Této problematice se naopak obvykle intenzivně věnují v zemích, kde mají dlouhé podzemní tunely a obdobné konstrukce extrémně ohrožené požárem (Rakousko, Švýcarsko aj.).

❚


Literatura: [1] Terzijski I.: Mosty z vysokopevnostního betonu v České republice, Beton TKS 4/2010, s. 4-13 [2] Terzijski I.: Technologické aspekty vývoje a aplikace vysokopevnostního betonu v podmínkách České republiky – část I. Úvod a složky vysokopevnostního betonu, Beton TKS 1/2011, s. 54–63 [3] Constitutive modeling of high sterength/high performance concrete, fib bulletin 42. 2008 [4] Aïtcin P.-C.: Vysokohodnotný beton. IC-ČKAIT, 2005 [5] Neville A. M.: Properties of concrete. Longman, Harlow. Essex. 1995 [6] Zach J., Hela R., Halas V.: Stanovení konzistence u vysokohodnotných betonů pomocí penetrační jehly. In 16. Betonářské dny 2009, Sb. konf., Hradec Králové, ČBS Servis, s. r. o., 2009, s. 481–486 [7] Kratochvíl M.: Analýza vlivu tvarových odchylek zkušebních vzorků na rozložení ploch napětí při tlakové zkoušce, Interní studie. VUT v Brně, 2011 [8] Huňka P., Kolísko J.: Studium vlivu tvaru, velikosti a způsobu přípravy zkušebního tělesa na výsledek zkoušky statického modulu pružnosti betonu v tlaku, Beton TKS 1/2011, s. 69–71 [9] Cikrle P., Bílek V.: Modul pružnosti vysokopevných betonů různého složení, Beton TKS 5/2010, s. 40–44 [10] Šafrata J.: Modul pružnosti a kamenivo. In. Seminář z oblasti technologie betonu 2011, Stachema, Skalský dvůr 2011 [11] Fuminori T., Takafumi N.: Relationship between compressive strength and modulus of elasticity of high-strength concrete, Proc. of the 3rd Inter. Symp. on Utilization of High-Strength Concrete, V. 2, Lillehammer, Norway, 1993, pp. 1247–1254 [12] Holt E. E.: Early autogenous shrinkage of concrete, VTT publication 446, ESPO, Finland, 2001 [13] Person B., Bentz D., Nilsson L.-O.: Self-desication and its importace in concrete technology. Report TVBM-3126, Proc of the 4th Inter. Research Seminar, Gaithersburg, Maryland, USA, 2005 [14] Morin R., Haddad G., Aïtcin P.-C.: Crack–free Highperformance Concrete Structures. Concrete International. No 9. 2002 [15] Kucharczyková B.; Vymazal T.; Daněk P.; Misák P.; Pospíchal O.: SOP 01/09; Standardní operační postup pro stanovení smršťování a nabývání betonu, Ústav stavebního zkušebnictví Fakulty stavební VUT v Brně, 2010 [16] Šmerda Z., Křístek V.: Creep and Shrinkage of Concrete Elements and Structures, Elsevier, Amsterdam, Oxford, New York, Tokyo, 1988 [17] Veselý V., Keršner Z., Knésl Z.: Fracture of advanced building materials: aspects of modelling, In: Proc. of Recent Developments in Structural Engineering, Mechanics and Computation, Cape Town, South Africa, 2007 [18] Anderson T. L.: Fracture Mechanics – Fundamentals and Applications, CRC Press Inc., 1995 [19] ČSN EN 206-1. Beton – Část 1: Specifikace, vlastnosti, výroba a shoda. ČSNI, Praha, 2001 [20] ČSN EN 1992-1-1 Eurokód 2: Navrhování betonových konstrukcí – Část 1-1: Obecná pravidla a pravidla pro pozemní stavby, 2006 [21] ČSN ISO 6784 Beton – Stanovení statického modulu pružnosti v tlaku, 1992

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-IM5/128 „Progresivní

Z ÁV Ě R

konstrukce z vysokohodnotného betonu“.

V tomto a v předcházejících příspěvcích [1], [2] jsme se pokusili shrnout základní poznatky z navrhování vysokopevnostních betonů a jejich uplatnění v reálných konstrukcích v podmínkách ČR. Na některé problémy máme vyhraněný názor, který jsme zde prezentovali, jindy je nutno stávající znalosti doplnit – na tyto případy jsme se snažili alespoň upozornit. 4/2011

❚


Doc. Ing. Ivailo Terzijski, CSc. Ústav betonových a zděných konstrukcí Fakulta stavební VUT v Brně Veveří 95, 602 00 Brno e-mail: [email protected] tel.: 541 147 850

53


❚


NOVÝ FINIŠER NA CEMENTOBETONOVÝ KRYT VOZOVEK UVEDEN DO PROVOZU ❚ NEW PAVER FOR CEMENT CONCRETE ROAD CONSTRUCTION PUT IN OPERATION

Jiří Šrutka Článek popisuje finišer na pokládku cementobetonových vozovek nového typu a jeho výhody oproti jeho starší verzi. ❚ A new advanced cement concrete road paving machine and its advantages in comparison with an older one are described in the article.

1a 1b

S všeobecným rozvojem naší společnosti se vyvíjí i technika určená pro realizaci cementobetonových krytů vozovek. Deset let může u takového zařízení znamenat generační rozdíl. Proto se jeden z významných dodavatelů cementobetonových krytů v ČR rozhodl inovovat svou techniku a koupil nový finišer Wirtgen SP 1500 od renomovaného světového výrobce stavební techniky pro silničáře. Předcházející verzi finišeru typ Wirtgen SP 1600 koupila Skanska v roce 1997. Po čtrnácti letech používání už byl jak morálně a technicky, tak i fyzicky zastaralý, a proto se společnost rozhodla koupit finišer nový, který bude představovat kvalitativní a technické zlepšení, stejně jako tomu bylo v době nákupu předchozího stroje. Nový finišer typu Wirtgen SP 1500 byl koupen na začátku roku 2011 a do provozu byl uveden 10. května 2011 na stavbě D 4709.2. T E C H N I C K É PA R A M E T RY F I N I Š E R Ů

né na obou strojích. Z tohoto plynou větší možnosti v ovládání (rychlost, citlivost, náročnost) nového finišeru a ty se projevují i ve výsledné kvalitě hotové vozovky.

Pokud jde o technické parametry finišerů ve vztahu k hotové cementobetonové vozovce, můžeme hovořit o tom, že oba finišery mají srovnatelné parametry. Oba, jak starší typ SP 1600, tak novější SP 1500, pokládají jednovrstvový i dvouvrstvový cementobetonový kryt, automaticky vkládají do spár kluzné trny a kotvy a oba umí realizovat kryt v tloušťkách i přes 0,5 m. Jediný parametr, v kterém se liší, je maximální šířka realizované vozovky v jednom záběru. Finišer SP 1600 zvládne 16 m, zatímco typ SP 1500 o jeden metr méně, tedy 15 m. Šíře 15 m je pro podmínky střední Evropy (ČR, SR a Polsko) naprosto dostatečná, protože se zde realizují dálnice s max. třemi pruhy a odstavným pruhem, kde celková šířka vozovky je 14,5 m. Pokud se ovšem budeme věnovat rozdílům obou finišerů podrobněji, zjistíme, že jich je celá řada a v některých případech dost podstatných. Pochopitelným rozdílem, vzhledem k datu jejich výroby, je úroveň a množství elektroniky osaze-

Výhody finišeru SP 1500 Hlavní výhodou finišeru SP 1500 oproti finišeru SP 1600 je skutečnost, že pro pokládku dvouvrstvového betonu to jsou dva samostatné finišery. Tato skutečnost má významný vliv na výslednou rovinatost hotového cementobetonového krytu. V dodané konfiguraci pokládají dvouvrstvový beton dva samostatné finišery. První pokládá nezávisle spodní vrstvu vozovky a do podélných a příčných spár ukládá automaticky kluzné trny a kotvy. Protože zpracovává větší mocnost betonu a realizuje další operace, je tento finišer těžší (cca 67 t) než druhý v pořadí, ale i tak je jeho hmotnost asi poloviční proti finišeru SP 1600. Z důvodu své váhy a nedostatečné únosnosti pojezdů, po kterých se finišer pohybuje, se můžou občas vyskytnout situace, kdy se finišer jakoby „propadne“. Toto se u staršího typu finišeru SP 1600, vzhledem ke spojení

54


❚

4/2011


finišerů, mohlo projevit drobnou nerovností na vozovce. Tato nerovnost sice byla v povolených tolerancích, ale mohla mít vliv na pohodlí jízdy. Rozdělením finišeru na dva samostatné došlo ke snížení tlaků na podklad pod pojezdovými pásy, a tím také k eliminaci jeho případného „propadnutí“. Snížení tlaku bylo dosaženo i přesto, že pojezdové pásy jsou zkráceny a zúženy. Změna rozměru pojezdových pásů a zkrácení finišeru jeho rozdělením přinesla další výhodu nového typu – daleko lepší manévrovatelnost. Druhý finišer v pořadí pokládá tenčí horní vrstvu cca 70 mm a stará se o výslednou rovinatost hotové vozovky. Finišer je lehčí (cca 57 t) a nepůsobí

Obr. 2 Detaily finišeru SP 1500 z jeho první betonáže na stavbě D 4709.2, a) automatické vkládání kluzných trnů do příčné spáry, b) podélný hladič zajišťující podélnou rovinatost hotové cementobetonové vozovky, c) směrové a výškové čidlo, d) automatické vkládání kotev do podélné spáry ❚ Fig. 2 Details of the SP 1500 paver placing concrete for the first time at the D 4709.2 site, a, b, c, d

2b

2c

2d

4/2011

❚


Obr. 1 První betonáž finišerem SP 1500 na stavbě D 4709.2, a, b ❚ Fig. 1 The SP 1500 placing concrete for the first time at the D 4709.2 site, a, b

2a

na něj tak velké vnější tlaky, nepřenáší se na něj vlivy z první vrstvy (prvního finišeru), tím je stabilnější a výsledná rovinatost povrchu je lepší než u staršího spojeného finišeru. Rozdělení finišerů a velké možnosti jejich různých konfigurací jsou další výhodou nového typu. Obě části mohou pokládat samostatně a nezávisle jednovrstvový beton, čímž získáváme takřka za stejnou cenu místo jednoho finišery hned dva. Nová koncepce finišeru, rozdělení na dvě samostatné jednotky, umožňuje i jeho snadnější, rychlejší, a tím i levnější přepravu. Tato skutečnost kromě ekonomické výhodnosti umožňuje také lepší využití a omezení ztrátových časů potřebných na přepravu z místa na místo. Umožňuje to zkrácení času realizace stavby, a tím i zefektivnění nasazování této techniky. Do této kategorie patří i zkrácení doby potřebné na přestavbu nového finišeru na různé šířky z řádu dnů na několik hodin, což dále ovlivňuje ekonomiku práce stroje, jeho mobilitu a zkracování časů realizací. Rozdělení finišeru (a tím zkrácení délky finišeru) umožňuje realizovat pracovní spáry s daleko větší přesností, což opět

❚

má vliv na rovinatost vozovky právě v místě pracovní spáry. O dalších výhodách tohoto finišeru a jeho práci (rozdílech práce staršího a novějšího typu) by bylo možné psát ještě dále, ale než popisovat různé detaily a drobné rozdíly, je lépe každému, kdo má zájem o bližší informace, je poskytnout na základě konkrétního dotazu. Z ÁV Ě R

Samozřejmě nový finišer má řadu výhod oproti předešlému typu. Je tedy možno nový finišer Wirtgen SP 1500 hodnotit jako významný krok vpřed, který svým technickým řešením umožní zlepšení kvality hotového díla a přináší jak realizační firmě, tak i investorovi celou řadu dalších kladů.


Ing. Jiří Šrutka Skanska, a. s., Divize silniční stavitelství závod Betonové a speciální technologie Náměstí Míru 709, 686 25 Uherské Hradiště tel.: 572 435 111, 572 435 109 e-mail: jiri.srutka@skanska,cz

55


❚


BETONOVÁ STRATEGIE PRO PROJEKT PEVNÉHO SPOJENÍ PŘES PRŮLIV FEHMARN – STRATEGIE PRO BETONOVÉ KONSTRUKCE S ŽIVOTNÍM CYKLEM 120 LET ❚ CONCRETE STRATEGY FOR THE FEHMARNBELT FIXED LING PROJECT – CONCRETE STRATEGY FOR 120 YEARS LIFETIME OF THE CONCRETE STRUCTURE

Ulf Jönsson, Christian Munch-Petersen Projekt pevného spojení přes průliv Fehmarn je jedním z největších projektů nové infrastruktury v Evropě. Přes 19 km široký průliv mezi Dánskem a Německem, kde je zatím dopravní spojení zajišťováno trajekty (45 min, pozn. redakce), by měl být postaven most nebo vyhlouben tunel pod mořským dnem. Tunel je preferován, protože jeho provoz je spojen s menšími riziky. V obou případech by však bylo použito velké množství vysokohodnotného betonu. Předpokládá se, že s výstavbou spojení se začne v roce 2014 a vše by mělo být dokončeno v roce 2020. Článek přináší některé úvodní výsledky zkoušek trvanlivosti a rozebírá strategii navrhování konstrukcí na 120 let. ❚

The Fehmarnbelt Fixed Link Project is one of the

largest infrastructure projects in Europe. A 19 km broad crossing between Denmark and Germany served by ferries shall be connected with a bridge or a tunnel. The tunnel is the preferred solution, due to its lower risk profile. In any case a lot of high performance concrete shall be used. Construction is scheduled to start in 2014 and finalized in 2020. This paper presents some initial results of durability testing and discusses strategy for 120 years service life.

REÁLNÉ EXPOZIČNÍ PLOCHY B E T O N O VÁ S T R AT E G I E

Femern A/S (dánská státní společnost, jejímž úkolem je vybudování pevného spojení přes průliv Fehmarn, pozn. redakce) sestavila v březnu 2009 odbornou skupinu pro přípravu požadavků na beton, ze kterého budou postaveny konstrukce spojení a který by měl vyhovovat odsouhlasené základní strategii tak, aby se připravený soubor požadavků mohl stát součástí tendrové dokumentace pro výběrové řízení na stavbu tunelu nebo mostu. Autoři článku jsou členy zmíněné odborné skupiny. Promyšlená a zpracovaná strategie bude využita při sestavování konečného zadání a požadavků pro výběr dodavatelů stavby, případně bude-li potřeba řešit různé změny a nestandardní úpravy. Femern A/S připravuje požadavky na beton s cílem zajistit 120letou provozní životnost konstrukcí spojení při použití všeobecně známých technologií. A 120 let má být konstrukce provozuschopná v mořském prostředí, kde je třeba v zimní sezóně počítat s působením mrazu. K zajištění skutečného dosažení požadované provozní životnosti při užití známých a prověřených technologií je nejprve třeba definovat rámcové požadavky. Pro snadnější porovnávání a kontroly byly za celkový rámec stanoveny normy EN 206-1 a EN 13670-1 se všemi návaznými dokumenty pro jednotlivé složky a zkušební normy. Množství vyjasňování a pozměňovacích návrhů bude určitě vysoké, neboť např. EN 206-1 předpokládá životnost padesát let. Femern A/S v zastoupení státu vyhlásí otevřenou soutěž na dodavatele stavby s podmínkou, že dodavatelé nesmí snižovat cenu nabídek na úkor kvality. 56

Odborná skupina oslovila v roce 2010 laboratoř Dánského technologického institutu s následujícími úkoly: • navrhnout, připravit a realizovat komplexní předběžné zkoušky různých směsí betonu, • připravit zkušební místo s expoziční plochou v Rodbyhavn, nedaleko Fehmarnbelt, s cílem sloužit k následujícím účelům: • shromažďovat informace o vlastnostech čerstvého, tvrdnoucího a vyzrálého materiálu z různých kompozic betonu, např. odolnost pronikání chloridů do betonu ve stáří 28 dnů, půl roku a dva roky, • vystavit a sledovat velké zkušební panely z předběžných zkoušek dodavatelů v prostředí identickém se skutečným prostředím budoucí konstrukce, • expoziční plocha umožní vystavit referenční vzorky od jednotlivých dodavatelů ve skutečném měřítku na stálém a bezpečném místě, tím se vytvoří podmínky pro sledování jejich trvanlivosti a bude možné posoudit, jak se chování jednotlivých vzorků z různých záměsí shoduje s vybranými vzorky ze zadávacího souboru, • expoziční plocha umožní shromáždit data pro budoucí projekty a bude sloužit jako základna pro výzkumné činnosti univerzit a výzkumných ústavů. Vzhledem k tomu, že data a informace shromážděné o chování betonu na expoziční ploše nebudou v době začátku výstavby spojení starší než tři až čtyři roky, rozhodla se odborná skupina získat také odpovídající data a informace o dvou již realizovaných projektech stejného měřítka, o Storebaelt link dokončeném v roce 1998 a Oresund link z roku 2000. Původní data z těchto projektů jsou prů-


❚

4/2011


❚


Obr. 1 Koeficient průniku chloridů po 28 a 180 dnech ❚ Fig. 1 Chloride migration coefficient after 28 and 180 days Obr. 2 Mrazuvzdornost po 56 a 112 cyklech podle SS 113 72 44 A ❚ Fig. 2 Frost scaling after 56 a 112 cycles according to SS 13 72 44 A

Literatura: [1] Jönsson U., Munch-Petersen Ch.: Concrete strategy for the Fehmarnbelt fixed ling project – concrete strategy for 120 years lifetime of the concrete structure, Proc. of XXI Nordic Concrete Research Symposium, Hämeenlinna, Finland 2011, pp. 513–516

1

Storebaelt Link

Oresund Link

2

běžně doplňována o informace z pravidelných prohlídek včetně výsledků zkoušek jádrových vývrtů z různých částí obou konstrukcí. Tímto způsobem lze výsledky z předběžných zkoušek materiálů porovnávat s vlastnostmi materiálu vystaveného obdobným povětrnostním podmínkám ve skutečné konstrukci obdobného měřítka již více než deset let a tyto výsledky z deset let starého betonu extrapolovat na požadovanou dobu provozní životnosti 120 let. VÝSLEDKY

Pro největší projekt nové infrastruktury v jižní Skandinávii bylo pro sledování charakteristických betonů navrženo patnáct základních směsí betonu, několik směsí s cementem s příměsí mleté strusky a některé z nich v samozhutnitelné verzi. Požadované sednutí bylo 160 mm (vyjma SCC verzí) a poměr w/c do 0,4 (vyjma směsi H s 0,45 a I s 0,35). Všechny směsi měly požadovaný obsah vzduchu 4,5 % vyjma směsi G a L, kde byl požadován obsah vzduchu 2 %. Ve směsi O byl obsah vzduchu generován super absorbčním polymerem. Na základě doporučení odborné skupiny a vyhodnocení zkušeností ze stavby Oresund Link a Městského tunelu ve švédském Malmö bylo rozhodnuto provést zkoušky pronikání chloridů dle NT Build 492 a zkoušky mrazové odolnosti dle SS 13 72 44-I (Borasovou metodou). V laboratoři byly vyrobeny dvě stěnové desky (v x š x t = 2 000 x 1 000 x 200 mm) z každé navržené směsi. Jedna deska byla vždy ponechána a ošetřována v laboratoři a druhá byla odvezena na zkušební místo v Rodbyhavn. Počáteční výsledky z laboratorních vzorků jsou uvedeny na obr. 1 a 2. 4/2011

❚

Z výsledků předběžných zkoušek lze shrnout: • mrazuvzdorný beton lze získat mnoha různými kombina-

cemi pojiv, • beton s příměsí strusky v cementu nemá dostatečnou

odolnost proti zmrazování, použijeme-li kritéria z Oresund Link, • provzdušnění je nezbytné k dosažení mrazuvzdorného betonu, • beton s příměsí popílku má ve stáří 28 dnů vyšší hodnoty průniku chloridů, hodnoty rostou se zvyšujícím se množstvím popílku, • beton s příměsí popílku má ve stáří 180 dnů nižší hodnoty průniku chloridů, hodnoty klesají se zvyšujícím se množstvím popílku, • beton s vysokým obsahem popílku má velmi nízké hodnoty průniku chloridů ve stáří 180 dnů – téměř tak nízké jako beton z cementu s příměsí strusky, • všechny kombinace pojiv, s výjimkou čistého Portlandského cementu, mají koeficient průniku chloridů 3,5 ± 2,5 m2/s, čistý Portlandský cement má vyšší. P O Ž A D AV K Y N A B E T O N

Požadavky na provozní hodnoty betonu mohou být součástí dodavatelských smluv jen tehdy, jsou-li metody pro výpočet životnosti vycházející z výsledků zkoušek všeobecně odsouhlasené a vědecky podložené. Odborná skupina nenašla žádný důkaz pro užití omezených provozních požadavků: lze uvažovat životnost betonových konstrukcí až 120 let! Důležitou částí závěrů je poznání, že jsme sice schopni určit s jistou přesností průnik chloridů do betonu, ale stejně


57


❚


neznáme prahovou hodnotu koncentrace chloridů v betonu, která vyvolává proces koroze a ani nevíme, jak ji změřit. Jiným důležitým nedostatkem jsou naše malé znalosti o vlivu trhlin na trvanlivost betonu. Odborná skupina se proto zabývá podrobnějším rozpracováním následujících bodů: • materiálové složky • návrh betonové směsi • výrobní zařízení • výroba, doprava a ukládání betonu • ošetřování Pro přípravu optimální specifikace realizace betonových konstrukcí v dodavatelských smlouvách jsou řešena i další důležitá témata, např. zajištění kvality, certifikace, vzdělávání, sledovatelnost a zpětná zjistitelnost ad. Pro speciální požadavky, např. uváděnou mrazuvzdornost, budou požadovány předběžné provozní zkoušky. Ulf Jönsson, M. Sc. Femern A/S, Copenhagen, Demark e-mail: [email protected], www.femern.com Christian Munch-Petersen, M. Sc. Emcon A/S, Copenhagen, Denmark e-mail: [email protected] Redakce děkuje společnosti Femern A/S za laskavý souhlas s publikováním jejích dat a informací.

RECENZE ZAHRANIČNÍCH KNIH ANCHORAGE IN CONCRETE CONSTRUCTION

Rolf Eligehausen, Rainer Mallée, John F. Silva Moderní technologie kotvení nabývají na významu v oblasti výstavby pozemních i inženýrských staveb. Kniha předních odborníků v tomto oboru představuje vyčerpávající přehled současných kotevních systémů, od kotev předem vkládaných do bednění monolitických konstrukcí nebo forem po dodatečně osazované prvky do betonových konstrukcí. První část popisuje detailně jednotlivé typy kotev a jejich prvky současně s vysvětlením jejich chování, principů přenosu zatížení a nosné kapacity při instalaci do betonové konstrukce bez trhlin a s trhlinami. Pozornost je věnována i vlivu koroze, požáru, zemětřesení a nárazového zatížení na únosnost prvků. Správný postup návrhu kotvení stejně jako posouzení jeho únosnosti jsou ilustrovány mnoha praktickými příklady. Pro všechny typy zatížení jsou uvedena důležitá kritéria pro výběr vhodného typu kotvení pro danou situaci. Kniha vydaná v anglickém jazyce obsahuje na 378 stranách textu 465 obrázků a 33 tabulek. V závěru je uvedena rozsáhlá zdrojová literatura a dobře připravený rejstřík. Ernst & Sohn, www.ernst-und-sohn.de A Wiley Company, březen 2006 ISBN-10: 3-433-01143-5 ISBN-13: 978-3-433-01143-0 Zájemci o zakoupení knihy do ní mohou nahlédnout v redakci časopisu.

58


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH

HYDRATACE CEMENTU S PŘÍMĚSÍ CIHELNÉ KERAMIKY ❚ HYDRATION OF CEMENT WITH ADMIXTURE OF BRICK CERAMIC Vratislav Tydlitát, Jan Zákoutský, Robert Černý V článku je studován vývoj hydratačního tepla směsného pojiva složeného z cementu CEM I 42,5 R a mleté cihelné keramiky. Výsledky experimentů ukazují, že nahrazením části portlandského cementu mletou keramikou významně klesá hydratační teplo směsného pojiva. Pro obsah keramiky vyšší než 20 % hmotnosti cementu se však její podstatná část již nezapojuje do hydratační reakce a chová se jako plnivo. ❚ Development of hydration heat of blended binder consisting of cement CEM I 42,5 R and ground brick ceramics is studied. Experimental results show that partial replacement of Portland cement by ground ceramics leads to a decrease of hydration heat of the blended binder. However, for higher ceramics amount than 20 % of mass of cement its substantial part does not take part in the hydration reaction and acts as filler.

Tradiční údaje z doby starého Říma hovoří o užití cihelné moučky ke zvýšení pevnosti vápenných malt. O negativním výsledku zkoušek nahradit část vápna mletou cihlou u současných staveb v Berlíně referuje Schießl a kol. [1]. Potvrzuje reakci suspenze mleté nízko pálené cihly s roztokem hydroxidu vápenatého provedené dle DIN EN 196-5. Moučka z plných cihel a z tašek s hydroxidem vápenatým nereagovala. Silva a kol. [2] referují o mechanických vlastnostech malt, kde část cementu byla nahrazena mletou keramikou se zrny mezi 0,15 až 1 mm. Naceri a kol. [3] popisují vlastnosti cementové malty s částečnou náhradou cementu mletou cihelnou keramikou. Později Naceri a Hamina [4] změřili vodní součinitel při normální konzistenci malt s pojivem z cementu s mletou keramikou (pro 0 až 20 % keramiky v cementu vzrostla hodnota vodního součinitele z 0,274 na 0,292). Autoři [4] uvádí, že doby tuhnutí (počátek i konec) se mírně zkracovaly s obsahem mleté keramiky v pojivu. Sedmi- a dvacetiosmidenní pevnosti v tlaku malt klesaly rovnoměrně s obsahem mleté cihelné keramiky. Devadesátidenní pevnosti s obsahem 5 % mleté keramiky mírně vzrostly proti maltě bez příměsi, s obsahem 10 % zůstaly na hodnotě referenční a s vyšším obsahem cihelné keramiky prudce klesaly. To autoři vysvětlují reakcí přítomného pucolánového materiálu s portlanditem, který se uvolňuje při hydrataci cementu. Debieb a Kenai [5] pozorovali pokles pevnosti v tlaku u betonových směsí s obsahem jemné cihelné keramiky zrnitosti 0,3 až 3 mm. Použitá zrnitost keramiky nebyla pravděpodobně dostatečně jemná, aby se výrazně uplatnila pucolánová reakce. Ay a Űnal [6] zkoušeli směs portlandského cementu s 25 až 40 % jemně mleté keramiky z glazovaných tašek smíchané půlhodinovým mletím v kulovém mlýně s povrchem 350 až 380 m2/kg výsledného pojiva. U malty v poměru 1 : 3 s pískem a vodním součinitelem 0,5 dosáhli pevnosti v tlaku po 28 dnech od 38,4 do 32,2 MPa a doporučují používat příměs této mleté keramiky do 35 % hmotnosti cementu. Wild a kol. [7] zkoušeli pucolánovou aktivitu a pevnost v tlaku normových malt osmi cihelných keramik. Země původu jsou Velká Británie, Dánsko, Litva a Polsko. Uvádí podmínky pálení, zrnitost, chemické rozbory a mineralogické složení krystalických fází. Byla zkoušena pevnost tlaku malt s pojivy s 10, 20 a 30 % keramiky a portlandským cementem v poměru 1 : 2,5 s normovým pískem. Pevnost dosažená po 28 a 90 dnech je porovnána s pevností malty bez pucolánu. Devadesátidenní pevnosti s 10 % keramiky v polovi4/2011

❚

ně případů dosahují hodnot o 2 až 4 % větších než referenční malta. Nejistota stanovení pevnosti v tlaku podle EN 196-1 je vyšší než uváděné zvýšení pevnosti. Ke zvýšení došlo přibližně v polovině případů, což odpovídá spíše náhodným odchylkám než prokazatelnému nárůstu pevností. Nejnižší devadesátidenní pevnost zkoušených malt s 30 % keramiky nabývá 74 % z referenční pevnosti. Všechny zkoušené materiály přes velké diference ve složení jsou pucolánově aktivní a umožňují částečnou náhradu cementu. Za základní faktor pucolánové aktivity považují autoři [7] obsah SiO2 a rozdělení velikosti částic. Upozorňují, že nebyl sledován vliv obsahu amorfní skelné fáze na pucolánovou aktivitu. Vejmelková a kol. [8] určili u betonové směsi pro vysoce pevný beton se směsným pojivem z mleté keramiky a cementu mimo jiné pevnost v tlaku a tahu za ohybu po 28 dnech. Použili stejnou keramiku, cement a zrnitost, jaká je v dalších odstavcích popsána autory. Dosáhli pevnosti v tlaku ve srovnání s referenční směsí při obsahu 10 % keramiky o 6 % vyšší a při 20 % keramiky o 2,9 % nižší. Z uvedených prací vyplývá, že dosud není zmiňováno sledování hydratace cementu s příměsí jemně mleté cihelné keramiky jinou metodou než měřením pucolánové aktivity, doby tvrdnutí, měřením smrštění a měřením mechanických vlastností ztvrdlých malt. Sledováním časového průběhu hydratačního tepelného výkonu cementových past s příměsí mleté cihelné keramiky jsme se pokusili rozšířit znalosti o průběhu jejich hydratace. E X P E R I M E N TÁ L N Í Č Á S T

K měření byl použit cement CEM I 42,5 R z cementárny Mokrá. Jedná se o cement se zvýšenou počáteční pevností. Jeho složení je uvedeno v tab. 1. Mletá cihelná keramika měla složení uvedené v tab. 2. Zrnitost cementu i mleté cihelné keramiky byla změřena laserovým přístrojem Analysette 22 Micro Tec plus od firmy Fritsch. Charakteristiky zrnitosti cementu jsou uvedeny na obr. 1 a zrnitosti keramiky na obr. 2. Z grafů je patrné, že v rozdělení zrnitosti keramika nepřesahuje svojí velikostí největšího zrna příliš velikost největšího zrna v rozdělení cementu. Přímé sledování okamžitého vývoje hydratačního tepla cementových pojiv při jediné teplotě umožňuje metoda izotermního měření časového průběhu hydratačního tepelného výkonu. Hydratační tepelný výkon je významem totéž co intenzita vývoje hydratačního tepla vztažená na jeden gram cementu. Ze změřeného časového průběhu hydratačního tepelného výkonu N(t) [mW.g-1 cementu] se vypočte integrací průběh hydratačního tepla Q(t) [J.g-1] v čase podle vztahu (1): t

Q(t) =

(1)

∫ N(t).dt .1000 0

Konstanta 1 000 ve vzorci (1) respektuje integrál ze změřených dat výkonu N v miliwattech na gram na teplo Q v Joulech na gram. K měření hydratačního tepelného výkonu N byl použit izotermický vodivostní kalorimetr KB01. Přístroj je popsán autory v [9], stejně jako metodika provádění a vyhodnocování měření. Naměřené soubory v programu Excel obsahovaly data úměrná výkonu N zaznamenaná každých 15 s. Soubory byly k zobrazení grafů převedeny na periodu


59

❚

VĚDA A VÝZKUM


1

2

Tab. 1 Cement – CEM I 42,5 R (Cementárna Mokrá) chemická analýza ❚ Tab. 1 Cement – CEM I 42.5 R (Cement plant Mokrá) chemical analysis

obsah [%] 1,52 18,89 4,24 3,83 62,37 0,99 2,31 3,81

N(x) [mW.g-1 pojiva]

Parametr ztr. ž. SiO2 Al2O3 Fe2O3 CaO MgO sírany jako SO3 nerozl. podíl

Tab. 2 Cihelný střep – mletá keramika, chemická analýza ❚ Tab. 2 Brick body – ground ceramics, chemical analysis

Obr. 1 Zrnitost cementu CEM I 42,5 R distribution of CEM I 42.5 R cement Obr. 2 Zrnitost mleté keramiky ground ceramics

3

❚

Rozdílový výkon [mW.g-1 keramiky]

obsah [%] 1,13 63,45 13,98 5,39 0,77 8,18 2,43 0,90 0,10

❚

Fig. 2

čas [h]

Fig. 1

Grain size

Grain size distribution of

Obr. 3 Hydratační výkony N a hydratační tepla Q směsí s x % mleté cihelné keramiky a (100 – x) % cementu vztažené na 1 g pojiva při 20 °C, x = 20, 40, 60 % ❚ Fig. 3 Hydration powers N and hydration heats Q with x % of grand brick ceramics and (100 – x) % of cement related to 1 g of binder at 20 °C, x = 20, 40, 60 % Obr. 4 Rozdílový hydratační výkon směsného pojiva vztažený na 1 g mleté keramiky s x % keramiky a (100 – x) % cementu, x = 20, 40, 60 % ❚ Fig. 4 Difference hydration power of blended binder related to 1 g of ground ceramics with x % of ceramics and (100 – x) % of cement, x = 20, 40, 60 % Obr. 5 Rozdílové hydratační teplo směsného pojiva vztažené na 1 g mleté keramiky s x % keramiky a (100 – x) % cementu, x = 20, 40, 60 % ❚ Fig. 5 Difference hydration heat of blended binder related to 1 g of ground ceramics with x % of ceramics and (100 – x) % of cement, x = 20, 40, 60 %

60

4

Rozdílové hydratační teplo Q(A) [J.g-1 keramiky]

Parametr ztr. ž. SiO2 Al2O3 Fe2O3 TiO2 CaO K2O Na2O sírany jako SO3

čas [h]

čas [h]


5

❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM Tab. 3 Složení pasty pojiva – cementu s mletou keramikou, vodou a plastifikátorem – cement and ground ceramics with water and plasticizer

❚

Tab. 3

❚


Composition of binder paste

Množství [kg]

Složení Cement CEM I 42,5 Mokrá Mletá keramika Superplastifikátor Mapei Dynamon SX Voda

RC 484 5,3 160

RC20 387,2 96,8 (20 %) 5,3 160

RC40 290,4 193,6 (40 %) 5,3 160

RC60 193,6 290,4 (60 %) 5,3 160

(voda + plastifikátor) / pojivo = 0,34 (water + plasticizer) / binder = 0,34

120 s (mají osmkrát méně dat). Měření hydratačního výkonu probíhalo vždy více než 140 h při teplotě 20 °C. VÝSLEDKY

Na obr. 3 je zobrazen průběh hydratačních tepelných výkonů a hydratačních tepel pro cementové pasty ve složení dle tab. 3 (tj. cement s obsahem 0, 20, 40, 60 % mleté cihelné keramiky). Hydratační tepla pojiv klesají s obsahem mleté keramiky. Při obsahu 20 % mleté keramiky v pojivu je hydratační teplo po 140 h o 6 % nižší než u samotného cementu, při vyšším obsahu keramiky je pokles hydratačního tepla strmější. Abychom postihli účinek mleté keramiky na průběh hydratačního výkonu, odečetli jsme v grafu na obr. 4 od výkonu pasty se směsným pojivem hydratační výkon samotného cementu. Zobrazovaný rozdílový výkon N(A) lze popsat vztahem (2) N(A) = [(N(RCx) – (x/100) * N(RC)]/(x/100) ,

(2)

kde x je obsah mleté keramiky v pojivu [hm. %]. Výkon je vztažen na 1 g keramiky. Obdobně platí pro zobrazení rozdílového hydratačního tepla Q(A) vztaženého na 1 g keramiky v grafu na obr. 5 vztah (3): Q(A) = [(Q(RCx) – (x/100) * Q(RC)]/(x/100) .

(3)

N(RC) resp. Q(RC) jsou hydratační tepelný výkon resp. hydratační teplo čistého cementu s vodou a plastifikátorem (tab. 3). DISKUSE

Na obr. 4 vidíme zvlněný průběh hydratačního výkonu, který doprovází tvorbu pucolánových hydratačních produktů při reakci cementu, mleté keramiky a vody. Ta zahrnuje reakci mezi portlanditem uvolněným hydratací cementu ve vodním prostředí a keramikou. Z ubývajících amplitud rozdílového výkonu v závislosti na obsahu keramiky vidíme, že při poměru keramiky k cementu 40 : 60 již nestačí vzniklý portlandit reagovat s veškerou pucolánovou hmotou a ještě výraznější je pokles amplitudy při poměru keramiky k cementu 60 : 40. Poklesy amplitud rozdílového hydratačního výkonu jsou v souladu s nalezeným poklesem pevnosti v tlaku při koncentracích jemné keramiky nad 10 % cementu, které nalezli Naceri a Hamina [4] a Wild a kol. [7] u cementových malt i Vejmelková [8] u vysoce pevného betonu.

Literatura: [1] Schießl P., Müller Ch.: Verwendungsmöglichkeiten von Materialien, die bei der Aufbereitung von Altbeton/Bauschutt anfallen und nicht wiederverwerdbar sind. BiM-Projekt-Nr. B/04 Baustoffkreislauf im Massivbau (BiM), Darmstadt, Institut für Massivbau, Statusseminar 19. 02. 1998 [2] Silva J., de Brito J., Veiga R.: Fine ceramics replacing cement in mortars. Partial replacement of cement with fine ceramics. Materials and Structures (2008) 41, pp. 1333–1344 [3] Naceri A., Hamina C.M., Grosseau P.: Physico-Chemical Characteristics of Cement Manufactured with Artificial Pozzolan (Waste Brick). World Academy of Science, Engineering and Technology (2009) 52, pp. 41–43 [4] Naceri A., Hamina C. M.: Use of waste brick as partial replacement of cement in mortar. Waste Management (2009) 29, pp. 2378–2384 [5] Debieb F., Kenai S.: The use of coarse and fine crushed bricks as aggregate in concrete. Construction and Building Materials (2008) 22, pp. 886-893 [6] Ay N., Űnal M.: The use of waste ceramic tile in cement production. Cement and Concrete Research (2000) 30, pp. 497–499 [7] Wild S., Gailius A, Hansen H., Pederson L., Szwabowski J.: Pozzolanic properties of a variety of European clay bricks, Building Research and Information (1997) 25, pp. 170–175 [8] Vejmelková E., Černý R., Ondáček M., Sedlmajer M.: FineGround Ceramics as Alternative Binder in High Performance Concrete In: High Performance Structures and Materials Southampton: WIT Press, 2010, p. 91-98. ISBN 978-1-84564-464-2 [9] Zakoutský J., Tydlitát V., Černý R.: Studium hydratace rychlovazného cementu měřením hydratačního tepla cementové pasty, malty a betonové směsi. Stavební obzor (2011) v tisku

směsného pojiva složeného z portlandského cementu a jemně mleté keramiky pro velkoobjemové betonové konstrukce. Při vyšším obsahu keramiky než 20 % hmotnosti cementu se však již podstatná část keramiky nezapojovala do hydratační reakce a část keramiky se tedy chovala jako plnivo. Tyto výsledky vysvětlují předchozí měření mechanických vlastností betonů, u nichž náhrada části cementu mletou keramikou se ukázala jako efektivní jen do 10 až 20 % hmotnosti cementu [4, 7, 8]. Článek vznikl za podpory grantu GAČR „Chemické a fyzikální aspekty užití jemně mleté keramiky jako alternativního pojiva v cementových kompozitech“ č. P104/10/0355. RNDr. Vratislav Tydlitát, CSc. e-mail: [email protected] Ing. Jan Zakoutský Prof. Ing. Robert Černý, DrSc.

Z ÁV Ě R

všichni: Stavební fakulta ČVUT v Praze

Experimentální výsledky prezentované v článku ukázaly, že nahrazením části portlandského cementu mletou keramikou významně klesal vývin hydratačního tepla v závislosti na obsahu pucolánu. Toto zjištění naznačuje možnosti použití

Katedra stavebních materiálů a chemie

4/2011

❚

Thakurova 7, 166 29 Praha 6 Text článku byl posouzen odbornými lektory.


61

VĚDA A VÝZKUM

❚


OPTIMALIZACE CHLAZENÍ OBLOUKU OPARENSKÉHO MOSTU ❚ COOLING OPTIMIZATION IN OPARNO BRIDGE’S ARCH Vít Šmilauer, Jan L. Vítek, Bořek Patzák, Zdeněk Bittnar Článek ilustruje využití víceúrovňového modelu hydratace betonu pro optimalizaci chlazení betonového oblouku mostu přes Oparenské údolí. Tento simulační nástroj propojuje materiálový model na úrovni cementové pasty s klasickým MKP modelem konstrukce. Výsledkem je predikce nestacionárního teplotního pole s mechanickou analýzou dotvarování.

❚ A multiscale model for hydrating concrete served for finding optimal position of cooling pipes in Oparno Bridge’s arch. The tool interconnects a material model at the cement paste level with a standard FEM model on the structural scale. The model predicts nonstationary temperature field accompanied with a mechanical creep analysis.

Most přes Oparenské údolí na trase dálnice D8 patří ke skvostům obloukových mostů v Česku. O tom svědčí jak zájem laické veřejnosti, tak množství článků v odborné literatuře [1 až 3]. Kromě architektonické a estetické stránky byla pozornost věnována i trvanlivosti konstrukce mostu s předpokládanými nízkými náklady na budoucí údržbu. Kvalitní provedení betonové konstrukce vyžaduje nejen kvalitní materiál, řádné uložení, ale i odpovídající ošetřování mladého betonu. U masivních betonových konstrukcí se obecně setkáváme s přidruženým problémem v podobě nárůstu teplot uvnitř prvku v důsledku hydratace, jež může dodávat tepelný výkon až 5 kW a ohřát beton i nad 90 °C. Tento problém by mohl vzniknout u segmentů železobetonového mostního oblouku přes Oparenské údolí, kde proto bylo použito vnitřní chlazení pomocí vody. Přitom bylo potřeba uvažovat postupné ochlazování prvku zevnitř i vně a vznik přidružených gradientů teplotního pole. Během ochlazování masivních betonových částí mohou vznikat díky mechanickým omezením a teplotním gradientům tahová napětí, která mohou být příčinou vzniku trhlin s následným snížením životnosti konstrukce. Další negativní vliv teploty může nastat při překročení 70 °C, kdy se začíná formovat metastabilní monosulfát s pozdější možnou rekrystalizací na expandující ettringit. Tato reakce je známá jako zpožděná formace ettringitu (DEF) s často destrukčními účinky [4]. Ve fázi návrhu bylo nutné tyto faktory vzít do úvahy nejen čistě empiricky, ale ověřit navrhované chlazení i početně včetně jeho optimalizace. OBLOUK MOSTU

Železobetonový dvoutrámový oblouk s rozpětím 135 m tvoří hlavní nosný prvek mostu. Oblouk se betonoval po dvaceti osmi lamelách (segmentech) délky až 5,6 m, symetricky od obou patek (obr. 1). Vznikající obloukové konzoly byly postupně vyvěšovány a uprostřed oblouku pak zmonolitněny. Oblouk má šířku 7 m a jeho tloušťka 2,4 m u patek se zmenšuje na 1,3 m ve vrcholu (obr. 2). Výstavba oblouku přinesla dva zásadní problémy. Prvním z nich bylo řádné hutnění čerstvé betonové směsi, která byla ukládána do částečně uzavřeného prostoru bednění. Po několika neúspěšných pokusech na velkorozměrových modelech se podařilo doladit konzistenci směsi, hutnění a způsob bednění. Druhý problém souvisel s vývinem teplot uvnitř oblouku při 62

1

2

jeho tvrdnutí. Při zpracování realizační dokumentace stavby byla zvětšena štíhlost oblouku a zároveň zvýšena třída betonu z C30/37 na C45/55. Při zkouškách na modelech v měřítku 1 : 1 bylo zjištěno překročení teploty 75 °C uvnitř žebra oblouku. Následná optimalizace složení betonové směsi či předchlazení složek betonu se ukázaly jako nedostatečné. Proto bylo rozhodnuto chladit betonovou směs pomocí vody v trubkách uvnitř jednotlivých segmentů oblouku. Na základě zjednodušených výpočtů bylo stanoveno množství chladících trubek, jejich pozice v segmentu a množství vody potřebné k chlazení. Voda byla míchána s ledem, který byl dovážen z nedalekých mrazíren. Pilotní experimenty s vodním chlazením prokázaly snížení maximální teploty uvnitř segmentu o 10 až 12 °C na 65 °C, což se ukázalo jako dostatečné pro betonáž během letních měsíců. Pro reálnou stavbu bylo ještě potřeba zpřesnit pozici chladících trubek uvnitř segmentů. Toho bylo dosaženo použitím víceúrovňové simulace.


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM 3

❚


ce (obr. 3). Pro zrychlení výpočtu není každému integračnímu bodu na každém konečném prvku přiřazena individuální mikrostruktura, ale konečné prvky jsou vhodně sdruženy do oblastí s očekávanou podobnou teplotou a teplota z těchto podoblastí se průměruje před vstupem do hydratačního modelu. Tím se dosáhne vysoké výpočetní rychlosti za cenu dostačující přesnosti. Hydratační model CEMHYD3D je zaintegrován do volně šiřitelného programu OOFEM [7], vyvíjeného na Fakultě stavební ČVUT v Praze, který umožňuje řešit metodou konečných prvků řadu úloh v oblasti mechaniky, transportních problémů či modelování proudění kapalin. Tím je vytvořen robustní nástroj pro řešení řady inženýrských úloh, viz ukázky v sekci Galerie [7]. Na úrovni konstrukce se řeší problém nestacionárního vedení tepla. Samotný model vychází z následující nelineární diferenciální rovnice vedení tepla: λ(x,t) ΔT (x,t) + Q(x,t) = cV (x,t)

Obr. 1 Postup výstavby druhého mostního oblouku letmou betonáží (Foto Milan Špička) ❚ Fig. 1 Construction of the second bridge arch using the free cantilever method Obr. 2 Charakteristické příčné řezy oblouku cross-sections of the arch

❚

Fig. 2

Characteristic

Obr. 3 Propojení dvou úrovní pomocí stavových proměnných ❚ Fig. 3 Coupling of two levels via state variables

V Í C E Ú R O V Ň O V É M O D E L O VÁ N Í

Víceúrovňové modelování představuje efektivní nástroj pro studium kompozitních materiálů, jakým je například beton. Hydratační teplo vzniká na atomární úrovni zejména rozpouštěním slínkových minerálů v kapilární vodě. Pro zachycení kinetiky těchto chemických reakcí je možné použít empirické funkce, nebo přesnější hydratační modely zohledňující mineralogii cementu, vodní součinitel, jemnost mletí atd. CEMHYD3D [5] je jedním z nejvíce propracovaných modelů hydratace, který integruje kinetiku reakcí s topologickými informacemi mikrostruktury. Rozpouštění, nukleace a transport chemických látek je uvažován při rozlišení 1 μm pomocí modelu založeném na celulárním automatu [5, 6]. Tím je dosaženo vynikající výpočetní rychlosti na velkých mikrostrukturách cementových past i při velikostech 50 x 50 x 50 μm, které byly použity dále v simulacích. Rychlost chemických reakcí je obecně závislá na teplotě okolí. Tento obecný vztah popisuje Arrheniova rovnice, která zavádí ekvivalentní čas τe(T0): ⎡ E ⎛ 1 1 ⎞⎤ τ e (T0 ) = τ (T ) exp ⎢ a ⎜⎜ − ⎟⎟⎥, ⎢⎣ R ⎝ T0 T ⎠⎥⎦

(1)

kde T je libovolná bodová teplota na konstrukci, T0 je referenční teplota [K], R je molární plynová konstanta 8,314 Jmol-1K-1 a Ea je aktivační energie, která se pohybuje okolo hodnoty 40 kJ/mol pro portlandské cementy. Zvýšení teploty o 10 °C znamená v tomto případě přibližně dvojnásobné zrychlení reakcí a dvojnásobné zvýšení hydratačního výkonu. Z tohoto důvodu musí být propojena úroveň cementové pasty s materiálovým (integračním, Gaussovým) bodem konstruk4/2011

❚

∂T (x,t) , ∂t

(2)

— kde λ(x,t) je časově klesající tepelná vodivost betonu, Q (x,t) je výkon zdroje tepla z modelu CEMHYD3D a cV(x,t) časově klesající tepelná kapacita betonu. Rovnice (2) je v čase diskretizována pomocí schématu Crank-Nicolson, v prostoru pak metodou konečných prvků. Nelineární rovnice je řešena Newtonovou metodou, kde nerovnováha vzniklá linearizací řídící rovnice je odstraněna iteračním algoritmem [7]. Výsledkem řešení je časově závislé teplotní pole v uzlech konečných prvků, které splňuje počáteční i okrajové podmínky přidružené k rovnici (2) [8]. Výsledné teploty při řešení nestacionární úlohy slouží jako vstup do mechanické části výpočtu. Pro jednoduchost lze uvažovat případ rovinné deformace, kdy hydratující oblouk je pokládán za nekonečně dlouhý. Teplotní deformace a jejich gradienty pak způsobují napětí v tvrdnoucím betonu. Pro zachycení jevů smrštění a dotvarování je použit model B3 [9], který je založen na přírůstkové verzi konstitutivního vztahu s použitím exponenciálního algoritmu: Δσ = D": ( Δε − Δε"− ΔεT ),

(3)

kde Δσ je přírůstek napětí v integračním bodě, D" je tečný tenzor tuhosti obsahující funkci dotvarování, Δε označuje přírůstek celkové deformace, Δε" obsahuje neelastickou část deformace včetně historie zatížení a smrštění a ΔεT vyjadřuje deformace od vlivu teploty z úlohy transportu tepla. SIMULACE A OPTIMALIZACE CHLAZENÍ

Výsledný beton oblouku byl vyroben z cementu CEM I Prachovice 42,5 R s dávkováním 431 kg/m3 betonu. Přepočet oxidů na mineralogické složení dle Taylora [10] dává tyto vstupní hodnoty pro program CEMHYD3D: C3S 56,33 %, C2S 18,8 %, C3A 7,83 % a C4AF 10,92 %. Potenciální hydratační teplo je 509,2 J/g cementu a Blainův měrný povrch 360 m2/kg. Pilotní simulace ukázaly příliš mnoho uvolňovaného tepla během hydratace, proto bylo uvažováno dle normy ČSN EN 197-1, že podíl portlandského slínku činí 95 % hmotnosti cementu, což dává 409,5 kg hydratujícího cementu na 1 m3 betonu. Součinitel w/c vychází 0,392 se započtením vody ze superplastifikátoru a s uvážením přidané mikrosiliky. Pro výpočet pole teplot a mechanické části byla uvažována symetrická levá část lamely B4, která je situována v dolní


63

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH Obr. 4 Bez vnitřního chlazení by dosáhla maximální teplota 78 °C v lamele B4 po 43 h ❚ Fig. 4 The maximum temperature 78 °C would be achieved in the segment B4 at 43 h, if no internal cooling were used Obr. 5a, b Pole teplot ve 22 a 100 h tvrdnutí betonu Fig. 5a, b Temperature field at 22 and 100 h

❚

Obr. 6a, b Pole napětí z roviny řezu ve 22 a 100 h tvrdnutí betonu ❚ Fig. 6a, b Out-of-plane stress field at 22 and 100 h Obr. 7 Průběh teplot v jádře průřezu ❚ evolution in the core of a cross-section

Fig. 7

Temperature

4

5a

5b

6a

6b

části oblouku s výškou žebra 2,27 m. Betonáž lamely probíhala během dne 7. srpna 2009 a bylo v ní uloženo 59 m3 betonu. Počáteční teplota betonu po zamíchání v betonárně byla v simulaci uvažována hodnotou 17 °C, teplota okolního vzduchu okolo bednění lamely 25 °C a součinitel přestupu tepla mezi betonem a vzduchem hodnotou 10 Wm-2K-1. Poslední dva parametry mají zanedbatelný vliv na dosažení maximální teploty uvnitř lamely a ovlivňují chladnutí až po více než 50 h. Díky symetrii oblouku byla modelována pouze jeho polovina, která byla dále rozdělena na devět podoblastí, kde se očekávala podobná hodnota teploty. Každé podoblasti byl 64

přiřazen jeden hydratační model CEMHYD3D. Úloha měla 4 828 uzlů a 9 368 trojúhelníkových prvků s lineárními aproximacemi teplot. První simulace byly provedeny pro případ s vypnutým chlazením a ukázaly vzestup teploty na hodnotu až 78 °C (obr. 4). Tím byla prokázána dobrá shoda s pilotními měřeními s hodnotami přes 75 °C a oprávněnost požadavku na chlazení. Původně navržený počet šesti chladících trubek v polovině příčného řezu oblouku byl během optimalizace zachován, byla však změněna jejich pozice. Cílem bylo vytvořit teplejší jádro průřezu, aby případné chladnutí vytvářelo menší tahová napětí uvnitř průřezu. Z tohoto důvodu byly zvětšeny oso-


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

7

vé vzdálenosti chladících trubek a bylo zkoumáno, jakým způsobem zareaguje průřez na vypnutí chlazení. Po několika iteracích se povedlo najít přijatelné řešení. Maximální teploty 64 °C bylo dosaženo po 22 h tvrdnutí betonu (obr. 5). Chlazení bylo vypnuto ve 42 h, kdy došlo k vymizení teplotních gradientů v okolí chladících trubek. Teplota chladící vody se uvažovala konstantní hodnotou 17 °C. Výpočet sdružené úlohy s modelem dotvarování trval 2,1 h na jednom 64-bit CPU a obsahoval 1 000 časových kroků s konstantním integračním krokem 10 min. Vypočtené napětí z roviny řezu ukazuje tlačenou oblast jádra vlivem oteplování průřezu (obr. 6). Pouze nepatrné části v okolí chladících trubek jsou tažené. Po vypnutí chlazení a ochlazování průřezu vznikají malá tahová napětí na okraji průřezu (obr. 6). V důsledku dotvarování betonu tato napětí klesají a jejich hodnoty se po průřezu vyrovnávají. Simulace napětí ukazují pesimistický scénář za předpokladu rovinné deformace, kdy je zamezeno posunům z roviny řezu. V reálné konstrukci dojde ke snížení normálových napětí z roviny průřezu. Z krátkodobého měření teplot uprostřed průřezu vychází dobrá shoda simulace s naměřenými daty (obr. 7). Původní simulace, která byla použita pro nalezení optimálních pozic trubek, se lišila kinetikou hydratace, kdy maximální teplota byla dosažena namísto ve 22 h až ve 34 h s maximální teplotou uprostřed průřezu 65 °C. Důvodem těchto rozdílů byla nedostatečně známá receptura používaného betonu. Závěry z předešlé simulace pro pozici trubek se však ukázaly plně oprávněné. Nižší maximální teplota oblouku i menší gradienty teplot jednoznačně přispívají ke zvýšení trvanlivosti konstrukce celého mostního oblouku.

❚


Literatura: [1] Kalný M., Kvasnička V., Němec P., Vítek J. L., Tvrz A., Brož R., Špička M.: Obloukový most přes Oparenské údolí, Beton TKS 4/2010, p. 8–15 [2] Kalný M., Kvasnička V., Němec P., Vítek J. L., Tvrz A., Brož R., Špička M.: Obloukový most přes Oparenské údolí a komplikace před jeho dokončením, Časopis Stavebnictví 09/2010 [3] Stavební unikát Českého středohoří, Stavitel 6/2010, příloha II–III, www.stavitel.cz [4] Barbarulo R., Peycelon H., Prenè S., Marchand J.: Delayed ettringite formation symptoms on mortars induced by high temperature due to cement heat of hydration or late thermal cycle, Cement and Concrete Research 35, 1, 2005, p. 125–131 [5] Bentz D. P.: CEMHYD3D: A Three-Dimensional Cement Hydration and Microstructure Development Modeling Package, Version 3.0., technical report, NIST Building and Fire Research Laboratory, 2005 [6] Bittnar Z., Šmilauer V.: Hydratace cementové pasty a model CEMHYD3D. Beton TKS 6/2003, p. 32–35 [7] Patzák B.: OOFEM, www.oofem.org, www.oofem.org/wiki, 2003–2011 [8] Šmilauer V.: Multiscale hierarchical modeling of hydrating concrete, Saxe-Coburg Publications, 2011, v tisku [9] Bažant Z., Baweja S.: Creep and shrinkage prediction model for analysis and design of concrete structures: Model B3, in Adam Neville Symposium: Creep and Shrinkage-Structural Design Effects, ACI SP-194, A. Al-Manaseer Ed., Am. Concrete Institute, Farmington Hills, Michigan, 2000, p. 1–83 [10] Taylor H. F. W.: Cement Chemistry, Academic Press, New York, 1990

ru betonové směsi z důvodů zdlouhavého provádění průkazních zkoušek a následných schvalovacích procesů. Příspěvek vznikl za podpory grantů GAP 105/10/2400 a MPO FR-TI1/612.

Doc. Ing. Vít Šmilauer, Ph.D. e-mail: [email protected] tel.: 224 354 483 Prof. Ing. Jan L. Vítek, CSc. Metrostav, a. s. e-mail: [email protected] tel.: 266 709 317 Prof. Dr. Ing. Bořek Patzák e-mail: [email protected] tel.: 224 354 375

Z ÁV Ě R

Prof. Ing. Zdeněk Bittnar, DrSc.

Uvedený víceúrovňový nástroj je dostatečně univerzální pro řešení sdružených problémů hydratační teplo – mechanika. V případě oblouku mostu přes Oparenské údolí bohužel řeší důsledky volby čistého portlandského cementu jako pojiva. Použití strusky či popílku do betonu oblouku by zcela jistě postačovalo k tomu, aby nemuselo být vnitřní chlazení vůbec používáno. To dokazuje například nově zbudovaný most St. Antony Falls Bridge v Minneapolis, postavený po kolapsu ocelového mostu v roce 2007, kde beton komorového nosníku s 28denní průměrnou pevností 55 MPa obsahuje 25 % popílku, 4 % siliky a 71 % portlandského cementu při dávkování pojiv 415 kg/m3. Tento postup by byl logičtější při naprosto srovnatelných parametrech výsledných betonů. V případě mostu u Oparna však již nebylo možné měnit receptu-

e-mail: [email protected]

4/2011

❚

tel.: 224 353 869 všichni: Fakulta stavební ČVUT v Praze Katedra mechaniky Thákurova 7, 166 29, Praha 6 Text článku byl posouzen odborným lektorem.


65

VĚDA A VÝZKUM

❚


MOŽNO ÚČINNE POUŽIŤ PÓROVITÉ KAMENIVO NA VNÚTORNÉ OŠETROVANIE BETÓNU? ❚ CAN BE THE POROUS AGGREGATE EFFECTIVELY USED FOR INTERNAL CURING OF CONCRETE? Peter Briatka, Peter Makýš

TEÓRIA VNÚTORNÉHO O Š E T R O VA N I A

Približne pred 20 rokmi bol v USA predstavený

Vnútorné ošetrovanie (IC) je taký spôsob ošetrovania, ktorý poskytuje ošetrovaciu vodu z drobných „rezervoárov“ vo vnútri betónu, a tým udržiava cementový tmel vlhký a zaisťuje tak dosiahnutie najvyššieho možného stupňa hydratácie α [3, 8]. To znamená, že ošetrovacia voda sa pridáva počas miešania betónu. Aby sa predišlo zvýšeniu vodného súčiniteľa (w/c), ošetrovacia voda nesmie byť voľná – musí byť viazaná v nejakom nosiči [5]. Existuje viacero druhov takýchto nosičov (médií). Základným predpokladom je, aby mal nosič vhodnú pórovitosť, nasiakavosť a čiaru zrnitosti dôležitú pre vhodnú distribúciu zrniečok v čerstvej zmesi. V zásade, nosič musí byť schopný vodu nasiaknuť a neskôr (v betóne) keď cementový tmel začína vysychať vďaka vnútornej spotrebe vody alebo strate

úplne nový koncept ošetrovania betónu založený na dodávaní „ošetrovacej“ vody z vnútra betónu. Ošetrovacia voda sa pridáva do betónu počas miešania, ale je viazaná v určitom nosiči, čím nemení vodný súčiniteľ. Táto metóda, nazýva sa vnútorné ošetrovanie (IC), udržiava cementový tmel vlhký od počiatočného veku, kedy by, za normálnych podmienok, začal vysychať a nebol by dostatočne zrelý na použitie konvenčných metód ošetrovania. Doba trvania a účinnosť IC závisia od okrajových podmienok na stavenisku rovnako ako od vlastností nosiča – v tomto prípade pórovitého – ľahkého kameniva (LWA), ktoré po nasiaknutí vodou nahrádza určitú časť hutného kameniva (NWA). Táto práca sa zaoberá s LWA (dostupným na Európskom trhu) v zmysle jeho vlastností ovplyvňujúcich účinnosť IC. ❚ Roughly 20 years ago there was a brand new concept of concrete curing based on providing „extra curing“ water from

vody do okolia, musí vodu postupne uvoľňovať. S klesajúcou relatívnou vlhkosťou (RH) pôvodne úplne saturovaného cementového tmelu spôsobenou autogénnou spotrebou na hydratáciu ako aj expozíciou podmienkam prostredia (RH; T, rýchlosť vetra vW) [6] sa póry nosiča začínajú vyprázdňovať, aby zabránili tvorbe dutín v cementovom tmele. Takýmto spôsobom sa generujú a narastajú kapilárne napätia PCAP [Pa], vo všeobecnosti podľa vzťahu (1) (obr. 1) odvodeného z rovnice baróna Kelvina a rovnice podľa Young-Laplace [7, 12]. Vo vzťahu (1) vystupuje R – univerzálna plynová konštanta (8,314 J/mol.K), T [K] – teplota, RH [%] – relatívna vlhkosť a Vm (≈18.10-6 m3/mol) je mólový objem pórového roztoku.

PCAP

⎛ RH ⎞ R T ln ⎜ ⎟ ⎝ 100 ⎠ = Vm

[MPa ]

(1)

inside of concrete presented in the U.S. The extra water is to be added to concrete within mixing, but is bound in some kind of carrier so do not alter water-cement ratio. This technique called Internal Curing (IC) keeps the cement paste moist from the first moment when normally would start to desiccate and would not be mature enough to apply conventional means of curing. Lasting and effectiveness of IC depends on boundary conditions at site as well as properties of the carrier – in this case porous – LightweightAggregate (LWA) which after water soaking replaces some part of Normalweight Aggregate (NWA). This work deals with LWA (available on European market) in sense of its properties affecting efficiency of IC.

1

Obr. 1 Kapilárne napätie ako funkcia RH ❚ Fig. 1 Capillary stresses as a function of RH Obr. 2 Polomer kapilár ako funkcia RH ❚ Fig. 2 Capillary radius as a function of RH Obr. 3 Desorpčná krivka SLWA [10] ❚ Fig. 3 Desorption curve of SLWA [10] Obr. 4 Kumulatívné krivky rozdelenia veľkosti pórov cementového tmelu (w/c = 0,3) `v troch rôznych vekoch zistené pomocou MIP (upravené z [7]) ❚ Fig. 4 Cumulative pore size distribution (MIP) for cement paste (w/c = 0,3) at three different ages (modified from [7])

66

2


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

3

2 γ cos( θ ) PCAP

(2)

Jeden z možných nosičov sa vyrába z expandovanej bridlice. Vyznačuje sa nízkou objemovou hmotnosťou, vysokou pórovitosťou a pevnou kostrou. Vo všeobecnosti sa označuje ako ľahké kamenivo (LWA). Viacero autorov (napr. [2]) zaoberajúcich sa vnútorným ošetrovaním použitím saturovaného LWA (SLWA) vychádza z jedného grafu (obr. 3) zobrazujúceho desorpčnú krivku SLWA používaného v USA. Avšak materiály nemajú rovnaký pôvod, a preto je na mieste očakávať rozdiely vo výsledkoch. Tento článok sa teda podrobnejšie venuje výskumu efektívnosti použitia LWA dostupného na Európskom trhu na IC. Význam vnútorného ošetrovania je priamo úmerný významu betónovej konštrukcie ako aj požadovanej pevnosti (súvisí s w/c) a povrchovému modulu (pomer povrchu vystaveného okolitému prostrediu a objemu 4/2011


4

Potom hnacia sila IC môže byť vysvetlená na základe kapilárneho ťahového napätia popísaného rovnicou podľa Young-Laplace (vzťah (2)), kde γ (pri 296,5 K = 0,07243 N/m) je povrchové napätie pórového roztoku a θ (uvažuje sa 0 rad) je stykový uhol medzi kvapalinou a pevnou látkou. Vzťah (2) hovorí, že s rastúcim kapilárnym napätím PCAP (klesajúca RH) sa znižuje polomer vyprázdňovaných pórov rCAP [m]. Inými slovami, väčšie póry sa vyprázdňujú skôr. Nasledované sú menšími – v závislosti od veľkosti pórov (obr. 2) [10]. Ak si uvedomíme, že póry v nosiči sú väčšie ako póry cementového tmelu, potom dospejeme k záveru, že cementový tmel zostáva saturovaný a ošetrovanie funguje. rCAP = −

❚

❚

konštrukcie). Celý koncept vnútorného ošetrovania (ako už mnoho autorov demonštrovalo) je oveľa vhodnejší pre vysoko-pevnostné betóny ako pre bežné každodenné betonáže [3, 5]. Základným problémom je, že pri týchto konštrukciách sa zvyčajne všetky najnepriaznivejšie podmienky stretávajú súčasne na jednom mieste. Plošné konštrukcie s vysokým povrchovým modulom väčšinou znemožňujú ošetrovanie konštrukcie vo veľmi skorom veku, a to proti strate vlhkosti závislej od RH, T, v W a v neposlednom rade od slnečného žiarenia a koeficientu pohltivosti žiarenia betónu [6]. Na druhej strane, ak sa na ošetrovanie konštrukcie vo veľmi skorom veku navrhne vnútorné ošetrovanie, potom neskôr po skončení tohto kritického obdobia začína betón vysychať spotrebovaním vody na hydratáciu cementu, čo môže viesť k zastaveniu hydratácie keďže povrchová vrstva betónu je príliš hutná (nedostatočne permeabilná) na to, aby umožnila penetráciu ošetrovacej vody (z kropenia) do jadrovej oblasti betónu [7, 9, 11]. IC, na rozdiel od konvenčných metód ošetrovania, sa musí zadefinovať a navrhnúť ešte pred začiatkom miešania čerstvého betónu, k čomu rozhodne potrebujeme poznať správanie LWA v IC. Ako také potrebujeme definovať tri hlavné parametre: • objem vody k dispozícii pre IC (nasiakavosť), • schopnosť vody uvoľniť sa z SLWA, keď bude potrebná pre IC (desorpcia) • distribúcia SLWA v betóne [7]. Táto práca sa zaoberá prevažne len prvými dvomi parametrami, keďže distribúcia v betóne je do významnej miery závislá od zloženia betónu (receptúry).


E X P E R I M E N TÁ L N A Č A S Ť

Skúšky boli navrhnuté tak, aby sa zistila jedna z dominantných charakteristík SLWA opačná k nasiakavosti – desorpcia. Desorpcia SLWA je kľúčovým parametrom v zmysle schopnosti SLWA poskytovať ošetrovaciu vodu vysychajúcemu cementovému tmelu prostredníctvom sania zo saturovaných kapilár spôsobeného napätiami vyššími ako PCAP [1, 9]. Podľa RH prostredia, ktorému boli vzorky vystavené, a s ohľadom na čiaru zrnitosti ovplyvňujúcu špecifický povrch (SSA) každej frakcie sme sa zamerali na vypracovanie modelu desorpcie SLWA nápomocného pri implementácii IC prostredníctvom SLWA do praxe. Týmto spôsobom sme získali aj distribučnú krivku veľkosti pórov (podľa ich polomeru). Porovnaním tejto distribučnej krivky s distribučnými krivkami pórov v zatvrdnutom cementovom tmele sme predpokladali, že bude možné vyhodnotiť vhodnosť každej skúšobnej vzorky (frakcie) LWA pre zamýšľané použitie v IC s ohľadom na konkrétny betón a podmienky na stavenisku alebo prinajmenšom posúdiť potrebu doplnkového ošetrovania iným spôsobom. Experimentálna časť pozostávala z niekoľkých skúšok základných materiálových charakteristík, ako sú sypná hmotnosť, zrnitosť a 24-hodinová nasiakavosť. Výsledky týchto skúšok sú prezentované nižšie ako doplnkové dáta pre spresnenie popisu materiálu a jeho vhodnosti v zmysle nasiakavosti (voda potenciálne dostupná pre ošetrovanie) a desorpcie (voda skutočne dostupná pre ošetrovanie). Použité materiály Pre skúšky sa vybrali tri rôzne frakcie LWA „Liapor“. Všetky tieto frakcie mali rovnaké chemické zloženie (uvádza sa v % hmotnosti s tolerančným in67

❚


Celkový prepad [%]

VĚDA A VÝZKUM

Sito [mm]

8

6

9

7

10

Kumulat. merný povrch [m2/kg]

5

Merný povrch zŕn LWA [m2]

d [mm]

d [mm]

tervalom ± 5 %) SiO2 55, Al2O3 24, Fe2O3 14, CaO 5, stopové prvky 2 ±2. Liapor sa vyrába expandovaním bridlice v rotačných peciach (pri teplote 1090 až 1200 °C), pričom produkt má slinutý povrch. Pri výbere frakcií sa zvláštna pozornosť venovala výberu otvoreného vs. uzavretého pórového systému, pretože rôzne frakcie sa vyrábajú aj s rôznym (ak vôbec) mletím v závere výrobného procesu. Do úvahy sa vzali parametre, ako sú jemnosť každej frakcie, sypná hmotnosť, merná hmotnosť a nasiakavosť (po 2 h). Samozrejme sa pri výbere skúšobných frakcií uvažovalo 68

aj so životnosťou betónových konštrukcií, a preto sa sledoval napríklad maximálny obsah chloridov, maximálny celkový obsah síry alebo odolnosť proti alkalicko-kremičitej reakcii (ASR). Vybrali sa tri frakcie LWA označené (v súlade s EN 12620 a EN 13055-1) ako frakcie s najmenším zrnom (otvorom sita) a najväčším zrnom tak, ako sa uvádza na obr. 5, 6 a 7. Vedľajšie skúšky Skúšky sypnej hmotnosti a mernej hmotnosti sa vykonali v súlade s EN 1097-3 a EN 1097-6. Čiary zrnitosti vybraných

frakcií sa zisťovali podľa postupu EN 933-1. Vedľajšími skúškami sa zisťovala aj 24-hodinová nasiakavosť podľa EN 1097-6. Výsledky a materiálové charakteristiky sú zhrnuté v tab. 1 a obr. 8. Výroba a príprava vzoriek Vzorky použité pre meranie desorpcie sa pred skúškou individuálne ponorili do vody konštantnej teploty 20 ±2 °C. Po 24 ±2 h nasiakania sa prebytočná voda scedila a vlhkosť na povrchu SLWA sa vysušila pomocou papierových utierok. Vlhkosť povrchu sa kontrolovala jednoduchým postupom po-


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

❚


Tab. 1 Prehľad výsledkov vedľajších skúšok ❚ Tab. 1 Review of the supplementary tests´ results

Vlastnosť [jednotka] Sypná hmotnosť [kg/m3] Merná hmotnosť [kg/m3] Nasiakavosť [%]

0/1 610 1 690 4,73

0/4 410 1 090 7,16

1/4 760 1 210 14,39

Obr. 5 Frakcia 0/1 mm 0/1 mm

❚

Fig. 5

Fraction


❚

Fig. 6

Fraction


❚

Fig. 7

Fraction

11

Obr. 8 Čiary zrnitosti skúšobných frakcií ❚ Fig. 8 Grading curves of testing samples Obr. 9 Kumulatívne čiary SSA ❚ Fig. 9 Cumulative curve of specific surface area Obr. 10 Distribučné čiary SSA ❚ Fig. 10 Distribution curve of specific surface area Obr. 11 Desorpčná krivka – frakcia 0/1 Fig. 11 Desorption curve – fraction 0/1

❚

Obr. 12 Desorpčná krivka – frakcia 0/4 ❚ Fig. 12 Desorption curve – fraction 0/4 Obr. 13 Desorpčná krivka – frakcia 1/4 Fig. 13 Desorption curve – fraction 1/4

❚

12

mocou kontrolnej papierovej utierky. Následne sa pripravili vzorky hmotnosti cca 20 až 25 g. Vzorky sa navážili do malých plastových kruhových misiek (Ø 50 mm; výška 25 mm) s hornou stranou otvorenou. Vykonali sa tri skúšky na troch samostatných sadách vzoriek. Jedna sada reprezentuje osem skúšobných „telies“ (kruhových misiek) pre každú z troch frakcií, t.j. dvadsať štyri skúšobných telies. Skúšobný postup Pripravené vzorky sa umiestnili do jednoduchej „klimatizačnej“ komory, kde sa udržiavala konštantná RH, T (okolo 23,5 °C) a zanedbateľné prúdenie vzduchu. Prostredie vo vnútri komory sa regulovalo triviálnym princípom rovnovážneho stavu izolovaného systému. V tomto prípade izolovaný systém reprezentuje otvorená vodná hladina a vzduch nad ňou. Po určitom čase tieto látky zaujmú rovnovážny stav RH 100 %. V prípade potreby regulácie RH, umožní sa to miernym prúdením vzduchu cez nastaviteľnú štrbinu v hornej časti komory. Štrbina sa pred skúškami nakalibrovala. Počas skúšok sa priebežne zaznamenávali dáta o RH a tep4/2011

❚

13

lote T vody aj vzduchu. Vzorky sa pravidelne vážili na váhach s presnosťou ±0,0005 g. Táto presnosť bola potrebná, pretože počiatočná hmotnosť nasiaknutej vody vo vzorkách sa pohybovala okolo 0,9 g na jedno skúšobné teleso. Keď sa zaznamenala nulová strata hmotnosti skúšobných telies medzi dvomi po sebe idúcimi meraniami (ustálená hmotnosť), RH v komore sa znížila a skúška pokračovala rovnakým spôsobom. Skúšky boli prispôsobené na meranie ôsmich rovnovážnych stavov a jedného prvého a posledného merania, kedy boli vzorky vystavené


veľmi nízkemu RH (pod 30 %) za použitia silikagélu. Interpretácia výsledkov Vykonali sa tri skúšky desorpcie na sedemdesiatich dvoch skúšobných telesách (dvadsati štyroch z každej frakcie). Celkovo sa na analýzu získalo 696 dátových bodov (232 z každej frakcie). Z vedľajších skúšok vyplynul jeden parameter úzko spätý so zrnitosťou resp. s čiarou zrnitosti. Zmieneným parametrom je špecifický povrch (SSA), ktorý musí byť jedným z rozhodujúcich faktorov ovplyvňujúcich stratu vo69

VĚDA A VÝZKUM

❚


dy na rozhraní SLWA a okolitého prostredia. Na základe zjednodušenia, že zrniečka LWA majú idealizovaný tvar gule, sa z čiar zrnitosti stanovil výpočtový SSA pre každú frakciu zvlášť (obr. 9) a individuálny SSA každej výpočtovej veľkosti zrna LWA (obr. 10). Grafy na obr. 11 až 13 zobrazujú desorpciu (stratu vody) SLWA. Zistené priebehy desorpcie súhlasia s očakávaným správaním, keďže hnacou silou desorpcie je hlavne RH prostredia, s ktorým sa RH SLWA snaží dostať do rovnovážneho stavu. Funkcia popisujúca všetky desorpčné krivky získané pri konštantnej teplote T (296,5 K) a v W musí byť určitým variantom mocninového modelu. I keď to znie triviálne, existujú isté špecifiká, ktoré sa nesmú opomenúť. Ak sa pozrieme bližšie na všetky grafy, bez ohľadu na frakciu, všetky desorpčné krivky sa približujú nule pri RH cca 40 %, čo sa označuje ako kritický bod (zodpovedajúce PCAP cca 125 MPa), kedy sa v kapilárach rozpadajú menisky, pretože polomer vyprázdňovaných kapilár poklesol na cca 1,1556 nm (rovná sa trom molekulám vody) [1, 10]. To znamená, že funkcia bude definovaná pre interval RH (40 %; 100 %). Medzi výsledkami sú malé odchýlky, ktoré s najväčšou pravdepodobnosťou môžu byť pripísané zrnitosti (jemnosti) a pórovej štruktúre (slinutý povrch) LWA, ktoré ovplyvňujú celú škálu vlastností. Tu by mala byť zdôraznená jedna dôležitá skutočnosť. Snaha o dokonalé odstránenie povrchovej vlhkosti z SLWA (najmä jemných frakcií) s otvorenou pórovou štruktúrou je prakticky nemožné aj napriek kontrole povrchovej vlhkosti metódou papierovej utierky. Toto vedie k zvýšeniu počiatočnej RH SLWA, v niektorých prípadoch o viac než 5 %. S touto poznámkou súvisí ďalšie pozorovanie väčšej strmosti desorpčných kriviek jemnejších frakcií a spoločného priesečníka všetkých kriviek v okolí 97 % RH, čo indikuje stratu všetkej povrchovej vlhkosti. Analýzou získaných dát sme dospeli k desorpčnému modelu SLWA (prinajmenšom Liaporu) RHSLWA [%]. Desorpčný model, ako je uvedený vo vzťahu (3), je mocninovou funkciou relatívnej vlhkosti prostredia RHAMB [%], s ktorým sa SLWA snaží zaujať rovnovážny stav. V desorpčnom modeli ďalej vystupuje opravná konštanta 4,38 zaisťujúca, že funkcia je rovná nule pri RHAMB 40,03 %, kedy už nie je v kapilárach žiadna voda dostupná na de70

14

15

16

sorpciu. Intenzita desorpcie je ďalej ovplyvnená mocninou SSA, opäť závislou od RHAMB. Mocnina SSA sa zhoduje s rozdielmi jednotlivých frakcií z hľadiska nezamedziteľnej počiatočnej povrchovej vlhkosti. RH SLWA

RH AMB ⎛ ⎞ 100 ⎜ = ⎜ RH AMB − 4,38 ⎟⎟ ⋅ ⎝ ⎠ RH AMB −97

⋅ SSA

100

[%] (3)

Porovnanie desorpčných kriviek všetkých frakcií v jednom grafe zachytáva obr. 14, ktorý demonštruje dva spoloč-

né body všetkých kriviek. Prvým z nich je bod zodpovedajúci RHAMB 97 %, pri ktorom aj jemnejšie frakcie stratia všetku vodu viazanú na povrchu zŕn a začínajú vysychať z vnútra pórovej štruktúry. Druhý spoločný bod zodpovedá RHAMB 40,03 %, kedy už nie je v póroch SLWA žiadna voda dostupná na uvolnenie a desorpcia sa zastavuje. Z jednotlivých kriviek je možné ďalej vidieť len veľmi malé rozdiely medzi jednotlivými frakciami na rozdiel od toho, čo by sa mohlo očakávať od tak významných rozdielov v SSA. Tu si však musíme uvedomiť, že s rastúcim SSA


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH Obr. 14 Zloženie všetkých troch desorpčných kriviek ❚ Fig. 14 Composition of all three desorption curves Obr. 15 Intenzita desorpcie medzi dvomi po sebe nasledujúcimi % stupňami RHAMB ❚ Fig. 15 Rate of desorption between two consequent per cent degrees of RHAMB Obr. 16 Distribučné krivky rozdelenia veľkosti pórov ❚ Fig. 16 Pore size distribution curves Obr. 17 Kumulatívna početnosť pórov podľa polomeru ❚ Fig. 17 Cumulative pore size distribution curves Obr. 18 Kumulatívna početnosť pórov v SLWA vs. v cementovom tmele v rôznom veku ❚ Fig. 18 Cumulative pore size distribution curves of SLWA vs. cement paste at different ages

17

18

rastie aj sypná hmotnosť a styčná plocha medzi jednotlivými zrnami. Obr. 15 zobrazuje intenzitu desorpcie. Je zrejmé, že jemnejšie frakcie strácajú vodu rýchlejšie, obzvlášť pri vyšších RH, čo je dané ich jemnosťou a otvorenou pórovou štruktúrou alebo prekvapivým zistením, že môžu mať

k dispozícii väčšie množstvo veľkých pórov ako frakcia 1/4 (obr. 16). P O U Ž I T I E LW A N A I C

Z pohľadu možnosti použitia LWA (Liapor) na IC nie je možné jednoznačne stanoviť, či skúšané frakcie sú, alebo nie sú vhodné a čo viac, bolo by to

Literatura: [1] Adamson A. W., Gast , A. P.: Physical Chemistry of Surfaces, 6th Ed. Wiley-Interscience, New York, 1997 [2] Bentz D. P., Lura. P.: Mixtures Proportioning for Internal Curing, Concrete International, Vol. 27, ACI, Farmingtonhills, 2005, pp: 35–40 [3] Briatka P.: Internal Curing of Concrete using Lightweight Aggregate, In: proc. of conf. Design, Preparation and Execution of Constructions, held in Bratislava, March, 2010 [4] Briatka P.: Reduction of elastic Shrinkage Cracking in Concrete Pavements and Elimination of Maintenance Expenses, In: proc. of The Young European Arena of Research, Forum of European National highway Research Laboratories, 2010 [5] Briatka P., Makýš P.: Elimination of Plastic Shrinkage Cracking in Concrete, In: proc. of Junior Scientist Conference held in Vienna, April, 2010 [6] Briatka P., Makýš P.: Fresh Concrete Curing – Part 1: Water Loss from Concrete, In: Beton TKS, Vol. 10, No. 1, Beton TKS, Prague, 2010 [7] Henkensiefken R.: Internal Curing in Cementitious Systems Made Using Saturated Lightweight Aggregate, Master Thesis, Purdue University, West Lafayette, 2008 [8] Henkensiefken R., Briatka P., Bentz D., Nantung T., Weiss J.: Plastic Shrinkage Cracking in Internally Cured Mixtures – Prewetted Lightweight Aggregate can Reduce Cracking, In:

4/2011

❚

[9] [10]

[11]

[12]

[13] [14] [15] [16]

[17]

i nezodpovedné, pretože poznáme niekoľko mechanizmov zmrašťovania, proti ktorým Liapor môžeme efektívne používať. Ak porovnáme desorpčné krivky (skúšaných frakcií) Liaporu s tou, ktorá je prezentovaná v obr. 3, môžeme vidieť uvoľňovanie vody z pórov Liaporu v neskoršom čase (pri nižších RH),

Concrete International, Vol. 32, No. 2, ACI, Farmingtonhills, 2010 Lura P.: Autogenous Deformation and Internal Curing of Concrete, PhD. Thesis, TU Delf, 2003 Radlinska A. et al.: Shrinkage Mitigation Strategies in Cementitious Systems: A Closer Look at Differences in Sealed and unsealed Behavior, In: Journal of the Transportation Research Board, Washington, 2008 Sant G., Eberhardt A. et al.: The Influence of Shrinkage Reducing Admixtures (SRAs) on Moisture Absorptin in Cementitious Materials at Early-Ages, Journal of Materials in Civil Engineering, Vol. 22, No. 3, 2010, pp: 277–286 Wittmann F. H.: On the Action of capillary Pressure in Fresh Concrete, In: Cement and Concrete Research, Vol. 6, No. 1, 1976 EN 12620+A1:2008 – Aggregates for concrete EN 13055-1:2002 – Lightweight aggregates. Lightweight aggregates for concrete, mortar and grout EN 1097-3:1998 – Tests for mechanical and physical properties of aggregates. Determination of loose bulk density and voids EN 1097-6:2000 – Tests for mechanical and physical properties of aggregates. Determination of particle density and water absorption EN 933-1:1997 – Tests on geometrical properties of aggregates. Determination of particle size distribution. Sieving method


71

VĚDA A VÝZKUM

❚


čo by mohlo umožniť vytvorenie dutín v cementovom tmele a následne rastúce kapilárne napätia by mohli vyvolať poruchy cementovej matrice. Na druhej strane, oddialenie začiatku uvoľňovania vody z LWA znamená, že väčšie množstvo vody bude dostupné v cementovom tmele v neskoršej dobe. Každopádne Liapor má príliš málo veľkých pórov (účinných vo veľmi skorom veku betónu), ako je to možné vidieť z obr. 17. Vidíme, že iba približne 50 % pórov má polomer väčší ako 10 nm (zodpovedá RHAMB cca 90 %). Ako naznačuje obr. 18 , Liapor s vysokou pravdepodobnosťou nie je vhodný na IC vo veľmi skorom veku betónu, ale mohol by byť veľmi účinný, ak by začal pôsobiť povedzme po 24 h a do tej doby by sa betón ošetroval iným spôsobom. Tu sa musí poznamenať, že iné spôsoby (konvenčného) ošetrovania, ako napríklad kropenie, generovanie hmly atď., sú vhodnejšie práve v tomto štádiu, pretože hutnosť betónu s časom rapídne rastie.

Z ÁV E R

Poďakovanie

Z výsledkov desorpcie a vedľajších skúšok sa podarilo odvodiť desorpčný model pre LWA Liapor. Model môže nájsť uplatnenie v rozhodovacom procese či použiť alebo nepoužiť IC a ak áno, ako navrhnúť receptúru čerstvého betónu. LWA dostupné na Európskom trhu (Liapor) preukázalo kvantitatívne iné správanie ako LWA bežne používané (a skúšané) v USA a prekvapivo obsahuje menej veľkých pórov, čo posúva jeho účinnosť do neskoršieho veku betónu keď RH poklesne. Tieto zistenia hovoria, že v prípade použitia Liapor-u by sa nemalo príliš spoliehať na IC vo veľmi skorom veku betónu. Úžitok z IC pomocou Liaporu možno očakávať až v období, keď PCAP dosiahne hodnoty (cca 10 MPa) adekvátne RH okolo 95 % (keď krivky v obr. 17 dosiahnu inflexný bod). Liapor sa môže používať na IC, ale výhodnejšie je nastavenie ošetrovania na neskoršie obdobie (po 1 dni) a pokiaľ možno, nie v ultra a veľmi vysokopevnostných betónoch.

Táto práca vznikla riešením výskumnej úlohy „Evaluácia a model desorpcie vody z pórovitého kameniva pre účely vnútorného ošetrovania betónu“, ktorej riešenie podporila STU v rámci Programu na podporu mladých výskumníkov. Materiálnou podporou sa na riešení úlohy podieľala spoločnosť LIAS Vintířov, k. s. Technicky sa na riešení úlohy podieľal aj Technický a skúšobný ústav stavebný, n. o. (TSÚS), v ktorého laboratóriach sa skúšky vykonali. Všetkým menovaným chceme touto cestou poďakovať.

Ing. Peter Briatka Technický a skúšobný ústav stavebný Studená 3, 821 04 Bratislava Slovenská republika e-mail: [email protected] Doc. Ing. Peter Makýš, PhD. Stavebná fakulta STU Radlinského 11, 813 68 Bratislava Slovenská republika

RECENZE ZAHRANIČNÍCH KNIH FA I L E D B R I D G E S

THE WORLD OF FOOTBRIDGES: F R O M T H E U T I L I TA R I A N T O T H E S P E C TA C U L A R

Joachim Scheer

Klaus Idelberger

Deset let po vydání prvního svazku „Failure of Structures“ připravil profesor Joachim Scheer druhou publikaci, která se tentokrát věnuje selhání mostních konstrukcí. Kniha představuje systematický přehled čtyř set selhání a zřícení konstrukcí různých typů mostů. Selhání jsou roztříděna dle doby z hlediska jejich životního cyklu mostu (během výstavby, po dokončení, v průběhu užívání), dle příčiny (chyba návrhu konstrukce, projektu, chyba technologie výstavby, různé typy zatížení a přetížení konstrukce, zanedbaná nebo žádná údržba, chybně navržená nebo realizovaná rekonstrukce ad.). Cílem knihy je pomocí přehledného třídění upozornit na zdánlivě nevýznamná pochybení, která v řetězení dalších nedostatků mohou vést k tragickým důsledkům včetně ztrát na lidských životech. Mosty byly vždy stavbami velkého strategického významu, na jejichž funkčnosti často závisel sociální i hospodářský rozvoj rozsáhlých oblastí. Proto je z hlediska prevence velmi užitečné seznámit se i s těmi, u kterých došlo z různých příčin k selhání a případně zhroucení jejich konstrukce.

Stavební inženýři se obvykle více zajímají o atraktivní konstrukce silničních a železničních mostů s dlouhými rozpětími než o relativně úzké lávky pro pěší navrhované na „skromná“ zatížení. Avšak místní samosprávy se dívají na lávky pro pěší a cyklisty ve vnitřních městech nebo ve venkovské zemědělské krajině jako na důležitý spojující prvek umožňující živý provoz města či krajiny rozdělené vodním tokem nebo rušnou komunikací. Návrh lávek je často vybírán v architektonické soutěži. Protože zatím neexistují oficiální směrnice pro plánování a navrhovaní tohoto typu mostů, jsou jejich stávající konstrukce s popsanou technologií výstavby a zkušenostmi z provozu vítaným zdrojem inspirace a informací o jejich chování pro inženýry, architekty ale i pro představitele místních samospráv, kteří o podobné stavbě uvažují. Kniha obsahuje 85 příkladů lávek pro pěší z celého světa, které byly postaveny během posledních tří dekád v mnoha různých prostředích. Celý soubor je uspořádán dle nosného konstrukčního systému a délky rozpětí. U každé lávky je uveden krátký popis místa, v kterém je postavena, a její konstrukční systém doprovázený fotografiemi, plány, pohledy a v některých případech i zajímavými konstrukčními detaily. Publikace se tak může stát pro mostní inženýry skutečným pokladem.

Kniha vydaná v anglickém jazyce (z němčiny přeložila Linda Wilharm) obsahuje na 307 stranách textu 120 obrázků a 15 rozsáhlých tabulek. V závěru je uvedena zdrojová literatura a dobře připravený rejstřík. Ernst & Sohn, www.ernst-und-sohn.de A Wiley Company, květen 2010 ISBN-10: 3-433-02951-2 ISBN-13: 978-3-433-02951-0

Kniha vydaná v anglickém jazyce (z němčiny přeložila Linda Wilharm) ve formátu A4 obsahuje na 183 stranách textu množství obrázků, plánů a přehledných tabulek. V závěru je uvedena bohatá zdrojová literatura. Ernst & Sohn, www.ernst-und-sohn.de A Wiley Company, duben 2011 ISBN: 978-3-433-02943-5

Zájemci o zakoupení knih do nich mohou nahlédnout v redakci časopisu.

72


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

❚


VLIV OBSAHU VZDUCHU VE ZTVRDLÉM PROVZDUŠNĚNÉM BETONU NA HODNOTU STATICKÉHO MODULU PRUŽNOSTI A PEVNOSTI V TLAKU STANOVENÉ NDT METODAMI ❚ EFFECT OF THE AIR CONTENT IN THE HARDENED AIRENTRAINED CONCRETE ON VALUES OF THE STATIC MODULUS OF ELASTICITY AND COMPRESSIVE STRENGTH DETERMINED BY THE NDT METHODS Tomáš Vymazal, Oldřich Žalud, Petr Misák, Barbara Kucharczyková, Petr Janoušek Příspěvek se zabývá simulací reálné výroby provzdušněného betonu s různým obsahem provzdušňovací přísady a vlivem obsahu vzduchu v čerstvých a ztvrdlých betonech na jejich fyzikálně-mechanické a trvanlivostní parametry. Množství základních složek čerstvých betonů bylo ve všech případech stejné. Vyrobené betony se lišily pouze množstvím provzdušňovací přísady. Získané výsledky byly srovnány s výsledky stanovenými na referenčním (neprovzdušněném) betonu. ❚ The paper deals with the simulation of the common production of the air-entrained concrete with

v tlaku a tvrdost – nebo chcete-li pevnost v tlaku s nezaručenou přesností. Sekundárním cílem experimentu bylo ověřit, zda beton vyrobený z kameniva 0/4 Bratčice prané splní požadavky na beton C30/37 XF4 (CZ, F.2) Cl0,2 S4 D max = 16 mm podle ČSN EN 206-1 Z3. Problematika byla řešena v rámci bakalářské práce s názvem „Vliv obsahu vzduchu ve ztvrdlém betonu na statický modul pružnosti provzdušněného betonu a pevnost betonu v tlaku stanovenou nedestruktivně“ [1] na Ústavu stavebního zkušebnictví FAST VUT v Brně ve spolupráci s firmou Betotech, s. r. o.

various volumes of the air-entraining agent. The aim of the experimental part was to measure the air content in fresh and hardened concretes and

POPIS EXPERIMENTU A VÝSLEDKY

to determine the impact of the air content on the investigated physico-

Čerstvý beton byl připravován v akreditované laboratoři firmy Betotech, s. r. o. Bylo namícháno celkem pět záměsí betonu o objemu 50 l s různým obsahem provzdušňovací přísady a jedna záměs o objemu 40 l bez přídavku provzdušňovací přísady jako referenční záměs. Složení čerstvého betonu je uvedeno v tab. 1. Z každé záměsi byl odebrán vzorek podle ČSN EN 12350-1 [4]. Na všech odebraných vzorcích čerstvého betonu byly provedeny zkoušky objemové hmotnosti podle ČSN

mechanical and durability parameters. The amount of basic components of the fresh concretes was the same in all cases. The manufactured concretes differed only in the amount of the air-entraining agent. Obtained results are compared with the results determined for the reference (nonair-entrained) concrete.

Provzdušněné betony se v hojné míře používají jako mrazuvzdorné betony, např. v konstrukcích dopravních staveb, jako jsou mostní pilíře, římsy nebo protihlukové stěny. Při návrhu provzdušněných betonů se musí počítat také s vlivem obsahu vzduchu v čerstvém i ztvrdlém betonu na jeho fyzikálně-mechanické a trvanlivostní charakteristiky. Vyšší obsah vzduchu ve ztvrdlém betonu totiž snižuje pevnost samotného cementového kamene tím, že zvyšuje jeho pórovitost, a dá se předpokládat, že bude snížena i soudržnost mezi cementovým kamenem a povrchem kameniva. Collepardi v knize Moderní beton [2] uvádí, že vnesením pórů provzdušnění do struktury cementového kamene se pevnost betonu v tlaku sníží až o 20 % oproti betonu bez provzdušnění. Tento fakt potvrzuje i Aïctin v knize Vysokohodnotný beton [3], který uvádí, že v rozsahu od 4 do 6 % se zvýšením obsahu vzduchu o 1 % sníží pevnost v tlaku o 4 až 6 %. Je tedy zřejmé, že s rostoucím obsahem vzduchu ve ztvrdlém betonu klesá nejen pevnost v tlaku, ale i modul pružnosti – jak statický, tak dynamický. Provzdušnění sice snižuje pevnost betonu v tlaku a moduly pružnosti, ale při správném rozložení pórů zvyšuje mrazuvzdornost betonu. Správně rozložené póry totiž představují expanzní prostor pro vodu, která se při teplotách nižších než 0 °C mění v led, a tím zvětšuje svůj objem až o 9 %. Při použití provzdušněného betonu zpravidla dochází k menší degradaci konstrukce způsobené zamrzáním vody ve struktuře betonu. Primárním cílem provedeného experimentu bylo posoudit vliv obsahu vzduchu v čerstvém a ztvrdlém betonu na vybrané vlastnosti, zejména na moduly pružnosti, pevnost 4/2011

❚

Tab. 1 Složení čerstvého betonu the fresh concrete

❚

Tab. 1

Mixture proportions of

Materiál CEM I 42,5 R Mokrá [kg/m3] Kamenivo 0-4 Bratčice prané [kg/m3] Kamenivo 4-8 Olbramovice [kg/m3] Kamenivo 8-16 [kg/m3] Sika VSC 1035-CZ [kg/m3] Voda [kg/m3]

Množství 400 820 180 720 2 140 Referenční – 0 Záměs č. 2. – 0,025 Záměs č. 3. – 0,050 Záměs č. 4. – 0,075 Záměs č. 5. – 0,010 Záměs č. 6. – 0,125

Provzdušňující přísada Sika Fro-V5-A [% z hmotnosti cementu]

Tab. 2 Výsledky zkoušek čerstvého betonu fresh concrete tests

Záměs 1 referenční 2 3 4 5 6


Sednutí kužele [mm] 200 200 220 230 180 190

❚

Tab. 2

Obsah vzduchu v ČB [%] 2,9 4 6,5 5,8 8 5

Results of the

Objemová hmotnost [kg/m3] 2 350 2 380 2 260 2 280 2 240 2 300

73

❚

VĚDA A VÝZKUM


Obr. 1 Závislost pevnosti betonu v tlaku na obsahu vzduchu; Rbe značí pevnost v tlaku stanovenou NDT metodou a fc je pevnost betonu v tlaku stanovená destruktivně ❚ Fig. 1 Relationship between compressive strength and air content; where Rbe is compressive strength determined by the NDT and fc is compressive strength determined by the destructive method

1

Obr. 2 Grafické znázornění závislosti statického a dynamického modulu pružnosti na obsahu vzduchu; Ec značí statický a Ebu dynamický modul pružnosti ❚ Fig. 2 Graphic presentation of the dependence of the static and dynamic modulus of elasticity on the air content; where Ec is static and Ebu is dynamic modulus of elasticity

EN 12350-6 [6], zkouška sednutím kužele podle normy ČSN EN 12350-2 [5] a zkouška obsahu vzduchu v čerstvém betonu podle ČSN EN 12350-7 [7]. Výsledky zkoušek čerstvého betonu jsou uvedeny v tab. 2. Pro zjišťování vybraných charakteristik byla vyrobena zkušební tělesa odpovídající ČSN EN 12390-1 [8], a to krychle o hraně 150 mm a válce průměru 150 mm a výšce 300 mm. Ze všech záměsí bylo vyrobeno po šesti zkušebních tělesech tvaru válce a třech tvaru krychle. Způsob plnění čerstvého betonu do forem a jeho hutnění byl u všech záměsí vždy stejný. Válce i krychle byly plněny ve dvou vrstvách a obě byly hutněny na vibračním stolku po dobu 10 s. Poté byl povrch zarovnán ocelovým hladítkem. Vždy po 24 h po namíchání záměsi byla zkušební tělesa odformována, řádně označena a převezena do zkušební laboratoře Ústavu stavebního zkušebnictví FAST VUT v Brně. Tam byla tělesa uložena do tzv. vlhkého prostředí (vlhkost 95 %, 20 ± 2 °C) dle ČSN EN 12390-2 [9], tělesa pro zkoušku odolnosti betonu vůči působení vody a CHRL podle ČSN 73 1326 [18] byla uložena ve vodě. Po 28 dnech zrání byly zjišťovány charakteristiky betonu, a to objemová hmotnost podle normy ČSN EN 12390-7 [11], Tab. 3 Výsledky zkoušek ztvrdlého betonu; Rbe značí pevnost v tlaku stanovenou NDT metodou a fc je pevnost betonu v tlaku stanovená destruktivně na krychlích 150 mm ❚ Tab. 3 Results of the hardened concrete tests; where Rbe is compressive strength determined by the NDT and fc is compressive strength determined by the destructive method for the cubes with the edge of 150 mm

Záměs

A [%]

Tvrdost

Rbe [N/mm2]

fc [N/mm2]

1 2 3 4 5 6

2,35 2,31 4,78 4,59 8,15 3,98

42 43 38 41 37 38

40,7 41,5 38,5 40 38 38,5

64,5 64,5 51 55,1 45,5 54,8

Záměs

Obsah vzduchu [%]

Objemová hmotnost ZB [kg/m3]

Statický modul pružnosti Ec [N/mm2]

Rychlost prostupu ultrazvukových vln Vl [m/s]

Dynamický modul pružnosti Ebu [N/mm2]

Tab. 4 Výsledky zkoušek statického a dynamického modulu pružnosti stanovené na válcích 150 x 300 mm ❚ Tab. 4 Results of static and dynamic modulus of elasticity determined for the cylinders with dimensions of 150×300 mm

1 referenční 2 3 4 5 6

2,35 2,31 4,78 4,59 8,15 3,98

2 360 2 370 2 270 2 300 2 250 2 310

36 500 36 000 32 500 35 000 31 000 33 300

4 370 4 400 4 300 4 290 4 240 4 340

44 000 45 000 41 000 41 500 39 500 42 500

74

2

pevnost v tlaku podle normy ČSN EN 12390-3 [10], statický modul pružnosti podle normy ČSN ISO 6784 [13], dynamický modulu pružnosti podle normy ČSN 73 1371 [14] a obsah vzduchu ve ztvrdlém betonu postupem dle ČSN EN 480-11 [19]. Pevnost betonu v tlaku lze odhadnut také nedestruktivními metodami, např. tvrdoměrnými. Tvrdoměrné metody jsou založeny na měření tvrdosti povrchu materiálu, přičemž pro beton se nejčastěji používají Schmidtovy odrazové tvrdoměry. Ty jsou založeny na principu měření velikosti odrazu beranu, který je vržen proti měřenému povrchu. Pomocí kalibračních vztahů se potom určí pevnost v tlaku s nezaručenou přesností, nebo upřesněná pevnost betonu v tlaku. V experimentu byly stanoveny výsledky pevnosti betonu v tlaku s nezaručenou přesností podle ČSN 73 1373 [15]. Výsledky provedených zkoušek jsou uvedeny v tab. 3 a 4. Grafy na obr. 1 a 2 ukazují závislosti těchto charakteristik na obsahu vzduchu ve ztvrdlém betonu. Podle normy ČSN 73 1326 [18] metodou A byla stanovena odolnost cementového betonu proti působení vody a chemických rozmrazovacích látek. Hodnoty byly porovnány s požadavky normy ČSN EN 206-1 Z3 [17] pro třídu agresivity prostředí XF4 (tab. 5). Za účelem stanovení charakteristik vzduchových pórů podle ČSN EN 480-11 [19] byla z válců vyřezána zkušební tělesa o rozměrech 100 x 150 x 40 mm. Zkušební povrch byl zabroušen za mokra do roviny a očištěn od nečistot.


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM Tab. 5 Výsledky zkoušek odolnosti proti CHRL a stanovení charakteristik vzduchových pórů na zkušebních tělesech připravených z válců 150 x 300 mm ❚ Tab. 5 Test results of the resistance of cement concrete surface to defrosting chemicals and determination of the characteristics of the air voids determined for the specimens prepared from the cylinders with dimensions of 150×300 mm

Odpad po 100 cyklech [g/m2] 41 051 35 440 1 010 1 369 635 2 063

Záměs 1 referenční 2 3 4 5 6

L [mm]

A300 [%]

Třída XF4

0,361 0,675 0,383 0,311 0,196 0,328

1,48 0,39 1,14 1,78 3,16 1,39

Nevyhovuje Nevyhovuje Nevyhovuje Nevyhovuje Vyhovuje Nevyhovuje

Účelem zabrušování je vytvořit povrch vhodný pro mikroskopické vyšetřování struktury vzduchových pórů v betonu. Výsledkem zkoušky je součinitel prostorového rozložení vzduchových pórů L a obsah mikroskopických vzduchových pórů A300, což je vypočtený parametr obsahu vzduchových pórů o průměru 0,3 mm (300 μm) a menším. Výsledky zkoušek jsou uvedeny v tab. 5. Z ÁV Ě R

Modul pružnosti je spolu s pevností betonu v tlaku jednou z nejdůležitějších charakteristik ztvrdlého betonu. Je zřejmé, že jsou ovlivňovány stejnými proměnnými, a to zejména pevností rozhraní kameniva se ztvrdlým cementovým tmelem, pevností samotného ztvrdlého cementového tmele a pevností kameniva. Pevnost kameniva nelze změnit, je dána kvalitou horniny. Proto je velmi důležité věnovat pozornost výběru kameniva, především pro výrobu vysokopevnostních betonů. Dále je nutné věnovat pozornost pevnosti ztvrdlého cementového tmele a jeho pevnosti na rozhraní s kamenivem, která je ovlivňována především měrným povrchem cementu, kvalitou povrchu kameniva, obsahem vody v čerstvém betonu a dalšími aspekty. Pevnost samotné ztvrdlé cementové pasty bývá ovlivněna především hodnotou vodního součinitele, stupněm hydratace cementu, jeho mineralogickým složením, způsobem ošetřování betonu a pórovitostí ztvrdlé cementové pasty. Jak je ukázáno např. v [20], [21], [22], modul pružnosti může nabývat rozdílných hodnot při podobné pevnosti betonu v tlaku. Otázkou zůstává, jakým způsobem se mění modul pružnosti při použití moderních technologií při výrobě betonu. Na základě provedených experimentů lze konstatovat, že teoretické předpoklady o vlivu obsahu vzduchu ve ztvrdlém betonu na jeho charakteristiky byly potvrzeny. Bylo zjištěno, že se zvyšujícím se obsahem vzduchu ve ztvrdlém betonu se snižuje pevnost betonu v tlaku nezávisle na tom, zda byla použita destruktivní nebo nedestruktivní metoda (obr. 1). Pozvolnější pokles hodnot pevnosti betonu v tlaku s nezaručenou přesností je v tomto případě způsoben zvoleným kalibračním vztahem. Rovněž bylo potvrzeno, že s rostoucím obsahem vzduchu ve ztvrdlém betonu také klesá dynamický i statický modul pružnosti (obr. 2). Pro lepší dokreslení zkoumaných materiálových charakteristik byla ověřena i souvislost mezi charakteristikou rozložení vzduchových pórů ve ztvrdlém betonu a odolností cementového betonu proti chemickým rozmrazovacím látkám. Nejnižší odpad (635,14 g/m2) měla zkušební tělesa vyrobená ze záměsi číslo 5, jejichž parametry rozložení vzduchových 4/2011

❚

❚


Literatura: [1] Janoušek P.: Vliv obsahu vzduchu ve ztvrdlém betonu na statický modul pružnosti provzdušněného betonu a pevnost betonu v tlaku stanovenou nedestruktivně, Bakalářská práce, VUT v Brně, Fakulta stavební, Brno, 2011. 47 s. [2] Collepardi M.: Moderní beton: The new concrete. 1. vydání. Praha: Informační centrum ČKAIT, s. r. o., 2009, 344 s., ISBN 978-80-87093-75-7 [3] Aïctin, P.-C.: Vysokohodnotný beton, Praha: Informační centrum ČKAIT a ČBS, 2005, 320 s., ISBN 80-86769-39-9 [4] ČSN EN 12350 Zkoušení čerstvého betonu, – Část 1: Odběr vzorků, ČNI, 2007 [5] ČSN EN 12350 Zkoušení čerstvého betonu – Část 2: Zkouška sednutím, 2009 [6] ČSN EN 12350 Zkoušení čerstvého betonu – Část 6: Objemová hmotnost, 2009 [7] ČSN EN 12350 Zkoušení čerstvého betonu – Část 7: Obsah vzduchu – tlakové metody, 2009 [8] ČSN EN 12390 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 1: Tvar, rozměry a jiné požadavky na zkušební tělesa a formy, 2001 [9] ČSN EN 12390 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 2: Výroba a ošetřování zkušebních těles pro zkoušky pevnosti, 2001 [10] ČSN EN 12390 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 3: Pevnost v tlaku zkušebních těles, 2009 [11] ČSN EN 12390 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 7: Objemová hmotnost ztvrdlého betonu, 2009 [12] ČSN EN 12390 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 8: Hloubka průsaku tlakovou vodou, 2009 [13] ČSN ISO 6784 Beton – Stanovení statického modulu pružnosti v tlaku, ČNI, 1993 [14] ČSN 731371 Ultrazvuková impulzová metóda skúšania betónu, ČNI, 1982 [15] ČSN 731373 Tvrdoměrné metody zkoušení betonu, ČNI, 1983 [16] ČSN EN 206-1 Beton – Část 1: Specifikace, vlastnosti, výroba a shoda, ČNI, 2001 [17] ČSN EN 206-1 ZMĚNA Z3 Beton – Část 1: Specifikace, vlastnosti, výroba a shoda, ČNI, 2008 [18] ČSN 73 1326: Stanovení odolnosti povrchu cementového betonu proti působení vody a chemických rozmrazovacích látek, ČNI, 2003 [19] ČSN EN 480-11 Přísady do betonu, malty a injektážní malty – Zkušební metody – Část 11: Stanovení charakteristik vzduchových pórů ve ztvrdlém betonu, ČNI, 2006 [20] Misák P., Vymazal T.: Modul pružnosti vs. pevnost v tlaku, Beton TKS, 9/2009, s. 58–59, ISSN 1213-3116 [21] Vašková J., Števula M., Veselý V.: Modul pružnosti automaticky? Beton TKS, 6/2007, s. 57–59, ISSN 1213-3116 [22] Cikrle P., Bílek V.: Modul pružnosti vysokopevnostních betonů různého složení, Beton TKS, 5/2010, s. 40–44, ISSN 1213-3116

pórů L i obsah mikroskopického vzduchu A300 jako jediné splňovaly požadavky normy ČSN EN 206-1 Z3 [16]. Článek vznikl za podpory projektu FAST-S-11-22 s názvem „Ověření a určení možností stanovení a způsobu hodnocení kvality povrchových vrstev betonu“.


Doc. Ing. Tomáš Vymazal, Ph.D. Ing. Oldřich Žalud Ing. Petr Misák Ing. Barbara Kucharczyková, Ph.D. Bc. Petr Janoušek všichni: Ústav stavebního zkušebnictví Fakulta stavební VUT v Brně, Veveří 95, 602 00 Brno

75

VĚDA A VÝZKUM

❚


VLIV ZKUŠEBNÍCH FOREM A OŠETŘOVÁNÍ TĚLES NA VÝSLEDKY ZKOUŠEK FYZIKÁLNĚ-MECHANICKÝCH A TRVANLIVOSTNÍCH CHARAKTERISTIK ZTVRDLÉHO BETONU ❚ INFLUENCE OF THE CASTING MOULDS AND CURING CONDITIONS ON THE TESTS RESULTS OF THE PHYSICO-MECHANICAL AND DURABILITY CHARACTERISTICS OF HARDENED CONCRETE Tomáš Vymazal, Oldřich Žalud, Petr Misák, Barbara Kucharczyková, Ivo Rumel Článek se zabývá vybranými procesy, které obvykle probíhají po zpracování a uložení čerstvého betonu do bednění nebo forem, a některými jejich aspekty, které mohou ovlivnit později sledované charakteristiky ztvrdlého betonu. Pro účely experimentu, který působící vlivy simuloval, byla vyrobena zkušební tělesa ve formách z různých materiálů, byly použity různé separační přípravky a před i po odformování byla zkušební tělesa umístěna v odlišných podmínkách ošetřování. V závěru článku je uvedeno celkové zhodnocení provedených měření a faktory, které ovlivnily sledované charakteristiky ztvrdlého betonu. ❚ The paper deals with processes that commonly happen after manufacturing of fresh concrete and filling it into casting moulds. It deals in particular with aspects of the processes which may have an impact on later measured characteristics of hardened concrete. For purpose of the experiment, which simulated the above mentioned aspects, the testing specimens were manufactured in moulds made of various materials. After the specimens were taken out from the moulds, they were stored in three different curing conditions. At the end of the paper, there is an overall evaluation of the performed measurements and introduced the factors that influenced the investigated characteristics

né běžně používané separační přípravky v textu označené A, B, C a D. Zkušební formy, které jsou v současné době v ČR pro výrobu zkušebních těles používány, pochází od mnoha výrobců, jsou z různých materiálů a různě konstrukčně řešené. Formy jsou konstruovány jako rozebíratelné nebo nerozebíratelné. Nerozebíratelné formy mají stěny mírně zkosené, aby bylo možné vzorek vytlačit z formy stlačeným vzduchem nebo horkou vodou. Materiály použité pro výrobu forem mají různou tvarovou stabilitu a různé tepelně-technické vlastnosti - běžně se používá ocel, polypropylen, polyuretan a případně další plasty a od toho se také vlastnosti a zejména ceny zkušebních forem odvíjejí. Ošetřování zkušebních těles je popsáno v článku 5.5 normy [8], kde je popsáno uložení betonu jak ve formách, tak po vyjmutí zkušebních těles z forem a jejich následném uložení do tzv. vodního či vlhkého uložení. Obě tato uložení byla použita v experimentu a navíc ještě, s ohledem na nešvary praxe, byla doplněna o uložení vzorků v laboratorních podmínkách, tj. teplotě 20 ± 5 °C a relativní vlhkosti 55 až 80 %.

of the hardened concrete.

POPIS EXPERIMENTU

V poslední době se v odborné praxi začíná diskutovat věrohodnost výsledků zkoušek fyzikálně-mechanických a zejména trvanlivostních charakteristik ztvrdlých betonů s ohledem na použitý typ a konstrukci zkušebních forem pro výrobu zkušebních těles, druh použitých separačních prostředků a vliv uložení zkušebních těles po jejich odformování. Tato problematika je diskutována nejen dodavateli a odběrateli betonů, ale v neposlední řadě i zkušebními laboratořemi, které tyto zkoušky provádějí, poskytují jejich výsledky a jsou povinny se z titulu akreditace účastnit mezilaboratorních porovnávacích zkoušek. Z uvedených důvodů byl na Ústavu stavebního zkušebnictví FAST VUT v Brně ve spolupráci s firmou Betotech, s. r. o., proveden jednoduchý experiment s cílem ukázat stěžejní vlivy použitých zkušebních metod na níže uvedené výsledky a napovědět, jakým způsobem přistupovat k této problematice v praxi. Experimentální projekt byl řešen v rámci bakalářské práce s názvem „Vliv typu zkušebních forem a ošetřování těles na výsledky fyzikálně mechanických a trvanlivostních zkoušek ztvrdlého betonu“ [1]. S E PA R A Č N Í P R O S T Ř E D K Y, K O N S T R U K Č N Í M AT E R I Á L F O R E M A O Š E T Ř O VÁ N Í Z K U Š E B N Í C H TĚLES

Separační prostředky jsou pomocné prostředky, které se před betonáží nanášejí na povrch bednění nebo forem pro výrobu zkušebních vzorků, aby se snížila soudržnost mezi betonem a bedněním/formou a zajistila se požadovaná kvalita povrchu betonu. Pro experiment byly vybrány čtyři růz76

Čerstvý beton byl vzorkován v betonárně TBG Betonmix, a. s., při standardním vzorkování pro kontrolní zkoušky transportbetonu podle ČSN EN 12350-1 [2]. Nejprve byla provedena zkouška konzistence čerstvého betonu metodou sednutí kužele podle normy ČSN EN 12350-2 [3] a stanovena objemová hmotnost čerstvého betonu (DČB) podle normy ČSN EN 12350-6 [4]. Poté byla vyrobena nejčastěji používaná normová zkušební tělesa, a to krychle o hraně 150 mm dle ČSN EN 12390-3 [7], při jejichž výrobě byly použity různé typy forem nejběžněji užívané nejen v ČR (tab. 1) a vybrané druhy separačních prostředků. Zkoušky betonových vzorků byly rozděleny do tří etap podle doby zrání zkušebních těles, tedy po 2, 28 a 90 dnech. Po dvou dnech zrání byla zjištěna ztráta hmotnosti [% hmotnosti] za účelem posouzení vlivu materiálu zkušební formy a způsobu ošetření. Po odformování byla stanovena objemová hmotnost ztvrdlého betonu (D ZB) podle normy ČSN EN 12390-6 [7] a na jedné sadě zkušebních těles i pevnost v tlaku ztvrdlého betonu podle normy ČSN EN 12390-3 [9]. Po 28 dnech zrání byla stanovena objemová hmotnost podle [7], hloubka průsaku tlakovou vodou podle normy ČSN EN 12390-8 [11], odolnost cementového betonu proti účinkům CHRL podle normy ČSN 731326 [6] a pevnost v tlaku podle [9] a to na zkušebních tělesech uložených v různých podmínkách ošetřování (obr. 1). Po 90 dnech zrání byla stanovena objemová hmotnost a pevnost v tlaku ztvrdlého betonu podle [7] a [9]. Na základě těchto naměřených hodnot a jejich porovnání bylo sestaveno shrnutí uvedené v závěru.


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

❚


Tab. 1 Výsledky zkoušek betonu při daném způsobu ošetření stanovené ve stáří 2 dny ❚ Tab. 1 Results of the tests performed at the age of 2 days on the concrete specimens stored in different curing conditions

Odebrání čerstvého vzorku z betonárny

Stanovení odolnosti proti CHRL

A B C D

Stanovení pevnosti v tlaku Vyhodnocení

1

Vliv zkušebních forem a způsobu ošetření betonu tvrdnoucího ve zkušební formě na dvoudenní pevnosti v tlaku Po umíchání čerstvého betonu v betonárně bylo podle normy [2] stanoveno sednutí kužele 100 mm, což odpovídá třídě S3. Čerstvý beton byl poté uložen do třech různých typů forem (tab. 1). Hmotnosti prázdných forem byly předem zaznamenány a po zvážení forem již s čerstvým betonem byla stanovena objemová hmotnost (tab. 1). Zkušební tělesa byla uložena v laboratorních podmínkách o teplotě 20 ± 2 °C a vlhkosti 50 %. Po dvou dnech zrání betonu byly vzorky ještě před odformováním opětovně zváženy za účelem zjištění ztráty hmotnosti v důsledku různého způsobu ošetřování betonu po betonáži a typu formy (tab. 1). Zkoušení separačních prostředků Za účelem zjištění vlivu separačních prostředků byl připraven stejný beton jako v předchozím případě. Po umíchání bylo zjištěno sednutí kužele 200 mm, což odpovídá třídě S4 s obsahem vzduchu 4,6 % (stanoveno podle normy [5]). Při výrobě zkušebních těles byl použit jeden typ forem a čtyři různé separační prostředky běžně používané v praxi (tab. 2). Zkušební tělesa byla po odformování uložena v laboratorních podmínkách o teplotě 20 ± 2 °C a vlhkosti 50 %. Zkoušky nejběžnějších fyzikálně-mechanických a trvanlivostních charakteristik byly prováděny po 28 a 90 dnech zrání betonu. ❚

2

Pevnost v tlaku (výb. sm. odchylka) [N/mm2]

41,5 41,3 39,6 39,8 40,6

2 310

DZB,90 [kg/m3]

60 63 64 63 62,5

2 300

25

20 Hloubka průsaku [mm]

PRŮBĚH EXPERIMENTU A JEHO VÝSLEDKY

13 1 846 14,5 2 430 13 1 916 20 2 055 Průměrná hodnota

Obr. 3 Vliv separačního prostředku na odolnost povrchu betonu proti působení vody a chemických rozmrazovacích látek ❚ Fig. 3 Influence of the release agent on the resistance of cement concrete surface to water and defrosting chemicals

15

10

5

0 A

B

C

D

Separační prostředek

3 4500 4000 3500 Odpad [g/m2]

Schedule of the

Obr. 2 Vliv separačního prostředku na odolnost vůči průsaku tlakové vody ❚ Fig. 2 Influence of the release agent on resistance to the water penetration under pressure

4/2011

45,1 (1,3) 48,4 (0,4) 46,2 (1,1) 45,9 (0,3) 41,6 (1,4) 43,2 (0,4)

fc,90 [N/mm2]

Separační prostředek

Stanovení hloubky průsaku tlakovou vodou

Fig. 1

2 370 2 370 2 370 2 340 2 360 2 380

DZB,28 [kg/m3]

Stanovení objemové hmotnosti

❚

0,41 0,12 0,36 0,38 0,57 0,34

Tab. 2 Výsledné hodnoty sledovaných parametrů při použití různých separačních prostředků stanovené po 28 a 90 dnech zrání ❚ Tab. 2 Results of the tests performed at the age of 28 and 90 days on the concrete specimens with different release agent

Zjištění ztráty hmotnosti

Obr. 1 Postup experimentálních prací experimental works

Průměr DZB [kg/m3]

Po 90 dnech

PP (šedá) Ocel

2 400 2 390 2 390 2 370 2 380 2 400

fc,28 [N/mm2]

Po 28 dnech

PUR (žlutá)

Nezakryté Víko PE fólie Sika NB1 nezakryté nezakryté

Odolnost CHRL 100cA [g/m2]

Po 2 dnech

Uložení ve vlhkém prostředí 20 ± 2°C, K = 95%

Uložení ve vodě 20 ± 2 °C

Hloubka průsaku [mm]

Uložení v laboratorních podmínkách

Způsob ošetření

Ztráta hmotnosti [%]

Typ formy

Výroba zkušebních těles

Průměr DČB [kg/m3]

Zkoušení vlastností čerstvého betonu

3000 2500 2000 1500 1000 500 0


A

B C Separační prostředek

D

77


Obr. 5 Vliv typu uložení na odolnost cementového povrchu vůči chemickým rozmrazovacím látkám ❚ Fig. 5 Influence of the curing conditions on the resistance of cement concrete surface to defrosting chemicals Obr. 6 Vliv typu uložení na pevnost v tlaku po 28 a 90 dnech ❚ Fig. 6 Influence of the curing conditions on compressive strength after 28 and 90 days

4

40

Z ÁV Ě R

78

35 30 25 20 15 10 5 0

5

Vodní uložení

Vlhké uložení

Laboratorní podmínky

Vodní uložení

Vlhké uložení


900

Odpad po 100 cyklech [g/m2]

800 700 600 500 400 300 200 100 0

6 Pevnost v tlaku po 28 dnech

Pevnost v tlaku po 90 dnech

90 80 Pevnost v tlaku [N/mm2]

70 60 50 40 30 20 10 0 Vodní uložení

Vlhké uložení


Vodní uložení Vlhké uložení Laboratorní podmínky

DZB,90 [kg/m3]

Ošetřování těles

fc,90(výb. sm. odchylka) [N/mm2]

Tab. 3 Výsledky zkoušek na betonech uložených v daných podmínkách stanovené po 28 a 90 dnech zrání ❚ Tab. 3 Results of the tests performed at the age of 28 and 90 days on the concrete specimens stored in different curing conditions

DZB,28 [kg/m3]

Experiment byl zaměřen na posouzení vlivu materiálu, typu zkušebních forem a různých separačních prostředků na vybrané charakteristiky ztvrdlého betonu. Z tab. 1 je patrné, že objemová hmotnost ztvrdlého betonu po dvou dnech zrání je téměř totožná u všech sad zkušebních těles. Druhý den, po ošetření a ponechání betonu ve zkušebních formách, byla stanovena ztráta hmotnosti. Nejnižší ztráta s hodnotou 0,12 % byla zaznamenána u zkušebních těles zakrytých víkem, po provedení zkoušky pevnosti v tlaku vykazují tato tělesa i nejvyšší pevnost v tlaku s hodnotou 48,4 N/mm2. Vzhledem k tomu, že výsledky zkoušek pevnosti v tlaku jsou poměrně těsně vedle sebe, jsou doplněny o výběrovou směrodatnou odchylku. Z výsledku vyplývá, že neošetření povrchu betonu se může projevit na výsledcích pevnosti v tlaku už po velmi krátké době. V praxi je tedy vhodné povrch betonu ihned po vyrobení zakrýt plastovou fólií, nebo ošetřit jiným odpovídajícím prostředkem. Dále byl odzkoušen vliv vybraných separačních prostředků zejména na výsledky zkoušky odolnosti cementového betonu proti působení CHRL a hloubky průsaku tlakovou vodou. Tělesa byla zatříděna po zkoušce odolnosti povrchu cementového betonu proti působení CHRL do stupně porušení 4. třídy – silně narušené (viz [6], Tabulka 1). Kvalita povrchu výrazně ovlivňuje trvanlivost betonu. Kvalitní povrch lze chápat jako aktivní ochranu stavebního materiálu proti pronikání agresivních látek do jeho struktury. Jak je z tab. 3 patrné, překvapivě špatné výsledky mají vzorky uložené do vodního uložení. Norma [8] v článku 5.5.2 specifikuje způsoby uložení a pro zkoušku odolnosti cementového betonu proti účinkům CHRL podle čl. 11 normy [6] je předepsáno prostředí vlhké. Je to pochopitelné, neboť čerstvá voda způsobuje vyluhování alkálií z betonu, a to vede ke snížení odolnosti povrchu zkušebních vzorků, což si mnohé zkušební laboratoře neuvědomují a vzorky ukládají do vody. Nejhorší výsledky stanovení hloubky průsaku tlakovou vodou byly zaznamenány u separačního prostředku D. V poslední části experimentu byly vzorky umístěny do třech odlišných podmínek ošetřování. Z obr. 4 vyplývá, že nejlepší odolnost vůči pronikání tlakové vody mají tělesa uložená ve vodním prostředí tak, jak to požadují normy [11] a [8], a nejhorší naopak v laboratorních podmínkách. Vysvětlení lze nalézt v míře nasycení těles vodou v okamžiku provádění zkoušky. Nulová směrodatná odchylka u výsledků namě-

45

fc,28 (výb. sm. odchylka) [N/mm2]

Uložení zkušebních těles v různých podmínkách ošetřování V betonárně byl namíchán čerstvý beton, podle [2] zjištěno sednutí kužele na 140 mm, to odpovídá hodnotám podle Tabulky 4 třídě S3 s obsahem vzduchu 3,9 % zjištěného dle [5]. Vzorky byly uloženy do třech odlišných prostředí. Po 28 dnech byla zkoušena tělesa podle [6], [9], [10] a [11] a po 90 dnech podle [9] a [10]. Zkušební vzorky byly uloženy v laboratorních podmínkách o teplotě 20 ± 2 °C a vlhkosti 50 %, ve vlhkém prostředí o relativní vlhkosti 90 % a uloženy pod vodou o teplotě 20 ± 2 °C.

Obr. 4 Vliv typu uložení na odolnost vůči průsaku tlakovou vodou ❚ Fig. 4 Influence of the curing conditions on resistance to the water penetration under pressure

Odolnost vůči CHRL 100cA [g/m2]

Výsledky zkoušek a jejich grafické znázornění je uvedeno v tab. 2 a obr. 2 a 3, kde sloupce znázorňují průměrné hodnoty a chybové úsečky výběrové směrodatné odchylky.


❚


VĚDA A VÝZKUM

11 20

510 94

69,3 (2,0) 67,1 (0,9)

2 380 2 370

79,1 (1,3) 74,8 (0,9)

2 370 2 370

33

666

65,9 (1,1)

2 300

67,8 (1,1)

2 310


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM Literatura: [1] Rumel I.: Vliv typu zkušebních forem a ošetřování těles na výsledky fyzikálně mechanických a trvanlivostních zkoušek ztvrdlého betonu: bakalářská práce, Brno 2011, 46 s., VUT v Brně, Fakulta stavební, Ústav stavebního zkušebnictví [2] ČSN EN 12350 Zkoušení čerstvého betonu – Část 1: Odběr vzorků, 2009 [3] ČSN EN 12350 Zkoušení čerstvého betonu – Část 2: Zkouška sednutím, 2009 [4] ČSN EN 12350 Zkoušení čerstvého betonu – Část 6: Objemová hmotnost, 2009 [5] ČSN EN 12350 Zkoušení čerstvého betonu – Část 7: Obsah vzduchu – tlakové metody, 2009 [6] ČSN 73 1326 Stanovení odolnosti povrchu cementového betonu proti působení vody a chemických rozmrazovacích látek, 2003 [7] ČSN EN 12390 Zkoušení ztvrdlého betonu - Část 1: Tvar, rozměry a jiné požadavky na zkušební tělesa a formy, 2001 [8] ČSN EN 12390 Zkoušení ztvrdlého betonu - Část 2: Výroba a ošetřování zkušebních těles pro zkoušky pevnosti, 2001 [9] ČSN EN 12390 Zkoušení ztvrdlého betonu - Část 3: Pevnost v tlaku zkušebních těles, 2009 [10] ČSN EN 12390 Zkoušení ztvrdlého betonu - Část 7: Objemová hmotnost ztvrdlého betonu, 2009 [11] ČSN EN 12390 Zkoušení ztvrdlého betonu - Část 8: Hloubka průsaku tlakovou vodou, 2009

řených na vzorcích ve vodním uložení je způsobena naměřením stejných hodnot. Zkouška odolnosti povrchu cementového betonu proti působení CHRL dle [6] vychází nejlépe u vlhkého uložení, kde odpad činí pouze 94 g.m-2 což odpovídá slabě narušenému vzorku (viz Tabulka 1 normy [6]). Při transportu vlhkosti v betonu hraje nepochybně význačnou roli jeho pórová struktura. Pevnosti vykazují po 28 dnech normového zrání ve všech třech prostředích hodnoty lišící se minimálně (obr. 6). Po devadesáti dnech dochází u těles uložených ve vodním a vlhkém prostředí k nárůstu pevnosti v tlaku, v laboratorních podmínkách zůstává pevnost téměř nezměněna. Z tohoto důvodu, stejně jako v předchozích případech byly výsledky pro lepší přehlednost doplněny o výběrovou směrodatnou odchylku. Je velmi důležité, aby v kontextu uvedených skutečností byla celému procesu zkoušení (odběr, zhotovení a ošetřování vzorků, zkouška) věnována náležitá pozornost, neboť stále není zodpověděna základní otázka hodnocení výsledků, která zní: „Které výsledky jsou tedy pravdivé?“

❚


ĉĉI8ÎaBDaĉC Caĉ\\Aĉ8 8B`_;Da=DcBH

ve spolupráci:

Článek vznikl za podpory projektu FAST-S-11-22 s názvem „Ověření a určení možností stanovení a způsobu hodnocení kvality povrchových vrstev betonu“.

Doc. Ing. Tomáš Vymazal, Ph.D. Ing. Oldřich Žalud Ing. Petr Misák Ing. Barbara Kucharczyková, Ph.D. Ivo Rumel

ĆB`_;Da=DA@;`=¨ĉCAcDïÎĉ Trojské sympozium &A@:aBa@àĉaDA@ĉEĉ8B`_;Da=Dcõa Zõa\@¨½=8ĉĆ(ZĉĆB^c;Da`DAC $(ĉ Ć0ĉ Trojské vinobraní

všichni: Ústav stavebního zkušebnictví FAST VUT v Brně, Veveří 95, 602 00 Brno

4/2011

❚


79

VĚDA A VÝZKUM

❚


KONCEPCE DLOUHODOBÉHO SLEDOVÁNÍ MOSTŮ NA DÁLNICI D47 ❚ THE CONCEPT OF LONG-TERM MONITORING OF HIGHWAY D47 BRIDGES

1

Miloš Zich Článek se zabývá koncepcí dlouhodobého sledování tří mostů na dálnici D47 Ostrava Hrušov–Bohumín, uvádí vybavení mostů měřickým zařízením, prováděné zkoušky betonu a celkový přehled provedeného sledování. Předpokládá se, že na tento článek budou v následujících číslech navazovat články popisující získané výsledky. Projekt a realizace sledování prováděl Ústav betonových a zděných konstrukcí FAST VUT v Brně ve spolupráci s projektantem mostů firmou Stráský, Hustý a partneři, s. r. o., Brno a dodavateli jednotlivých staveb. ❚ This paper deals with the concept of longterm monitoring of three highway bridges built on the highway D47 Ostrava Hrušov–Bohumín. The paper presents the instrumentation of the structure, material tests and summary of measurements performed. It is assumed that the results of measurement will follow in the next papers. The design and the implementation of monitoring was done by the Department of Concrete and Masonry Structures of Brno University of Technology, Faculty of Civil Engineering in co-operation with design office of Strasky, Husty and Partners, Ltd Brno and the contractors of particular structures.

Konstrukce mostů sledovaných na dálnici D47 jsou navrhovány v kombinaci monolitického a/nebo prefabrikovaného betonu s ocelí, předpjatými kabely, závěsy ad. V návrhu konstrukcí bylo obsaženo mnoho inovativních prvků ve tvaru nosné konstrukce, použití vysokopevnostního betonu, použití netradičních postupů výstavby apod. U většiny takových konstrukcí dochází v důsledku dotvarování a smršťování betonu k výrazné redistribuci vnitřních sil, růstu deformací apod. Při statickém řešení konstrukce proto bývá nutné přijmout řadu předpokladů o statickém chování jednotlivých prvků i celé konstrukce, které je třeba ověřit měřením v průběhu výstavby konstrukce a vytvořit tak zároveň i podmínky pro dlouhodobé sledování konstrukce po jejím uvedení do provozu. 80

Cílem navrženého dlouhodobého sledování konstrukcí je tedy porovnat reálné hodnoty sledovaných charakteristik, obvykle s predikcí uvažovanou v projektu konstrukce, případně s upřesněnou analýzou dle skutečného postupu výstavby. Jednalo se o sledování následujících konstrukcí: • Most s označením SO201 přes řeku Odru a Antošovická jezera (spojitý monolitický dvoj-komorový nosník výšky 2,2 m o čtrnácti polích 24,5 + 2 x 33 + 36 + 105 + 56,6 + 39,4 + 6 x 39 + 27,5 m s hlavními poli zavěšenými na ocelobetonovém pylonu [1], obr. 1). • Most SO233 přes řeku Ostravici (spojitý nosník o čtyřech polích 66,7 + 100,3 + 70 + 54 m s nosnou konstrukcí tvořící ocelové koryto proměnné výšky 2,2 až 4,5 m spřažené s příčně předepnutou betonovou mostovkou, v podélném směru je nosník předepnut volnými kabely [2], obr. 2). • Most SO202 přes řeku Odru (spřažený ocelo-betonový trámový most o pěti polích 40 + 50,5 + 84,5 + 50,5 + 40 m s horní příčně předpjatou mostovkou [3], obr. 3). Dodavatelem zavěšeného mostu byla firma Skanska, a. s., a obou ocelo-betonových mostů ODS – Dopravní stavby Ostrava, a. s. Pro realistické vyjádření dlouhodobého chování betonových konstrukcí mají rozhodující význam reologické účinky. Ověření vlivu reologických vlastností betonu proto vyžaduje specifický přístup při plánování experimentů i určení míst, rozsahu a způsobu měření na konstrukci. Při současném stavu poznání podstaty reologického působení betonu na konstrukce a stávající úrovni dostupných měřicích systémů nelze stanovit jednoznačnou a obecně platnou metodiku měření pro všechny typy konstrukcí. Je však nutné dodržet základní zásady pro daný způsob měření tak, aby bylo dosaženo požadované přesnosti při vy-


❚

4/2011

❚

VĚDA A VÝZKUM Obr. 1 Pohled na konstrukci zavěšeného mostu přes Odru a Antošovická jezera ❚ Fig. 1 View of the cable-stayed bridge over the Odra River and Antošovice lakes Obr. 2 Pohled na konstrukci mostu přes řeku Ostravici Fig. 2 View of the bridge over the Ostravice River

Obr. 3 Pohled na konstrukci mostu přes řeku Odru of the bridge over the Odra River

❚

Fig. 3

View

❚

2

3

hodnocení sledovaných jevů. V průběhu posledních patnácti let byl pracovníky Ústavu betonových a zděných konstrukcí (Doc. Navrátil, Ing. Zich) ve spolupráci s pracovníky Ústavu stavebního zkušebnictví (Ing. Schmid, Ing. Daněk) FAST VUT v Brně navržen a uplatňován níže uvedený koncepční přístup [4]. Tento postup vyplývá z mnohaletých zkušeností při sledování významných, převážně předpjatých mostů, blíže např. [5], [6], [7]. V rámci toho projektu byl postup upraven zejména s ohledem na dostupné finanční prostředky. Postup lze shrnout do následujících základních bodů: • přípravná fáze – provedení statické analýzy konstrukce, projektu sledování, • vybavení konstrukce měřickým zařízením, • provedení standardních materiálových zkoušek, • provedení měření smršťování a dotvarování na zkušebních vzorcích, • sledování konstrukce v době výstavby a následně po uvedení do provozu, • fáze vyhodnocení měření a provedení upřesněné statické analýzy. P Ř Í P R AV N Á FÁ Z E

Sledování dlouhodobého chování mostů musí vycházet ze statické analýzy celé konstrukce a z analýzy reologického působení betonu. Analýza byla pochopitelně prováděna v rámci projektů každé stavby. Na jejím základě byl stanoven rozsah a vlastní cíl měření, vybrány sledované řezy a specifikovány mechanické a fyzikální veličiny mající pro chování dané konstrukce rozhodující význam. Každá konstrukce vykazuje určitá specifika a musí se tedy postupovat individuálně. Pro každý most byl vypracován podrobný projekt sledování. 4/2011


❚

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

Před vlastní realizací vybavení mostu měřickým zařízením bylo nutné stanovit, které fyzikální veličiny budou sledovány. Jednalo se zejména o sledování poměrného přetvoření betonu, měření teplot betonu, teploty a vlhkosti vzduchu, geodetická měření průhybů apod. V rámci monitoringu uvedených mostů byly pro sledování poměrného přetvoření betonu použity převážně strunové tenzometry zabudované uvnitř betonu. K jejich výhodám patří především dlouhodobá stabilita, deklarovaná přesnost měření přetvoření až 1 x 10-6 a možnost automatizace měření. Původní požadavek na sledování poměrného přetvoření i ocelových částí průřezu u ocelo-betonových mostů se ukázal jako problematický, zejména s ohledem na požadavky investora na zajištění protikorozní úpravy v místě čidla. Proto bylo upuštěno od tenzometrů umístěných na ocelové části. Podrobnější rozmístění tenzometrů je uvedeno dále v textu. U strunových tenzometrů je zaznamenávána jejich frekvence, která je závislá na mechanickém namáhání. Pro převod mezi frekvencí kmitání struny tenzometru a poměrným přetvořením platí vztah:

(

2

2

Δε = GF f − f0

)

,

kde Δε je změna poměrného přetvoření [μm/m], f0 počáteční frekvence kmitání struny tenzometru [Hz], f frekvence kmitání struny tenzometru [Hz] v době, kdy počítáme Δε a GF je konstanta daného typu strunového tenzometru (v našem případě GF = 3,025.10-3). Pro vlastní frekvenci struny platí známý vztah z fyziky: f =

1 2


F 1 σ 1 = = ml 2l ρ 2l

Eε , ρ

81

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH Obr. 4 Měření teploty a vlhkosti vzduchu v dutině mostu ❚ Fig. 4 Measurement of air temperature and the humidity in the box of the bridge Obr. 5 Podélný řez zavěšeným mostem cable-stayed bridge

❚

Fig. 5

Longitudinal profile of the

Obr. 6 Příčný řez mostem a umístění strunových tenzometrů – řez B ❚ Fig. 6 Cross section of the bridge and the location of strain gauges – section B Obr. 7 Umístění strunových tenzometrů v dolní desce strain gauges at the bottom slab

❚

Fig. 7

Location of

Obr. 8 Umístění strunových tenzometrů v horní desce strain gauges at the top slab

❚

Fig. 8

Location of

Obr. 9 Umístění tenzometrů v pylonu – řez G gauges in the pylon – section G Obr. 10 Umístění tenzometrů v pylonu – řez H gauges in the pylon – section H 4

Obr. 11

Pohled do pylonu – řez H

Obr. 12

Pohled na pylon – řez G

❚ ❚

Fig. 11 Fig. 12

❚

Fig. 9 ❚

Location of strain

Fig. 10

Location of strain

View into the pylon – section H View of the pylon – section G

5

6

7

8

➜

➜ 82


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

9


10

kde σ je mechanické napětí ve struně vyvozené sílou F, ρ je objemová hmotnost struny (7850 kg/m3), m hmotnost struny, l délka struny (l = 140 mm) a E modul pružnosti struny. Teploty způsobené v konstrukci klimatickými účinky mohou nabývat značných hodnot a významu. Je třeba důsledně měřit teploty betonu a eliminovat jejich vliv z naměřených výsledků. Pro měření teploty betonu bylo s výhodou použito odporových čidel, která jsou součástí zabudovaných strunových tenzometrů. Při větších délkách kabelů je vhodné kompenzovat vliv odporu kabelu na naměřené hodnoty teplot. Pro správné vyhodnocení reologických jevů je třeba dále průběžně sledovat vlhkost a teplotu prostředí v okolí konstrukce. Teplota a vlhkost vzduchu byla zaznamenávána automaticky pomocí registračních vlhkoměrů a teploměrů od firmy Comet System Rožnov pod Radhoštěm. V dutině každého mostu byl vždy osazen jeden přístroj (obr. 4). Měření je prováděno s periodou záznamu 1 h. Osazení proběhlo v průběhu výstavby mostů v roce 2007 a měření probíhají kontinuálně doposud. Měření velikosti vneseného předpětí u uvedených mostů nebylo z důvodu finanční náročnosti prováděno. Geodetická měření průhybů mostů prováděl během výstavby mostu dodavatel mostů a po dokončení výstavby je povinnost provádět pravidelná měření průhybů a sedání konstrukce (u zavěšeného mostu i deformací pylonu) na správci mostů. 11

4/2011

❚

Most přes Odru a Antošovická jezera Konstrukce zavěšeného mostu je sledována v osmi měřických řezech (A až H, obr. 5), v kterých jsou osazeny strunové tenzometry. Řezy A až E jsou voleny v nosné konstrukci mostu, řezy G a H jsou v pylonu. Řez A se nachází u podpory č. 5, řez B v hlavním poli mostu o rozpětí 105 m, řez C u pylonu, řez D v blízkosti podpory č. 7. Řezy A až D dokumentují rozdílné chování levého i pravého mostu v zavěšené části, řezy E a F monitorují chování typické estakádní části, a to pouze v pravém mostu. Rozmístění tenzometrů v řezu B je uvedeno na obr. 6, v ostatních řezech je umístění obdobné. Celkem bylo během výstavby mostu v letech 2006 až 2007 osazeno devadesát šest strunových tenzometrů TES/5.5/T. Standardně jsou pro měření poměrného přetvoření v podélném směru jednoho mostu osazeny vždy tři tenzometry v dolní desce (obr. 6 a 7) a pět tenzometrů v horní desce (obr. 6 a 8). Ve vybraných řezech je měřeno i poměrné přetvoření betonu v příčném směru mostu a ve střední desce, spojující v zavěšené části levý a pravý most. V pylonu jsou osazeny tenzometry ve dvou řezech, G nad a H pod mostovkou. V obou řezech jsou umístěny vždy dva tenzometry (ozn. 1 a 2) ve vnější a dva (ozn. 3 a 4) ve vnitřní betonové části (obr. 9 a 10). Všechny sledují přetvoření ve svislé ose pylonu (obr. 11 a 12). Osazení tenzometrů proběhlo ve vodorovné poloze pylonu před vlastním smontováním jednotlivých ocelových dílů jeho konstrukce.

12

❚


83

VĚDA A VÝZKUM

❚


13

Tenzometry byly před betonáží přichyceny k betonářské výztuži a kabely svedeny do dutiny mostu, kde je možnost umístění ústředen záznamenávajících měření. Most přes Ostravici Nosná konstrukce pravého mostu přes Ostravici je monitorována v hlavním poli o rozpětí 100,3 m ve dvou měřických řezech (A, B – obr. 13). Sledováno je namáhání betonové části průřezu, kde je osazeno třináct strunových tenzometrů. V řezu A je osazeno pět čidel v horní desce, v řezu B tři tenzometry v dolní desce a pět tenzometrů v horní desce pro měření poměrného přetvoření betonu v podélném směru mostu (obr. 14). Přívodní kabely od tenzometrů jsou svedeny do dutiny mostu. Most přes Odru Nosná konstrukce mostu je sledována v hlavním poli o rozpětí 84,5 m ve dvou měřických řezech (A, B – obr. 15). Sledování se zaměřuje na namáhání betonové části mostu. Měřický řez A se nachází u „V podpěry P4“, řez B ve středu pole.

14

15

16

84


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

V řezech je celkem osazeno devatenáct strunových tenzometrů. V řezu A jsou osazeny tenzometry v levém i v pravém mostu (šest + osm kusů), v řezu B pouze v mostu pravém (pět kusů). Tenzometry sledují poměrné přetvoření v podélném směru mostu (obr. 16). Kabely od tenzometrů jsou svedeny nad dolní desku v místě V podpory P4. S TA N D A R D N Í M AT E R I Á L O V É Z K O U Š K Y

Cílem návrhu zkoušek bylo nezávislé ověření výsledků zkoušek prováděných dodavatelem stavby. Šlo zejména o ověření staticky významných vlastností. Tyto zkoušky byly prováděny nad rámec běžných laboratorních zkoušek, předepsaných normami pro kontrolu kvality a rovnoměrnosti výroby. Zkoušky byly prováděny nezávisle z betonové směsi odebrané přímo na stavbě. Výroba vzorků probíhala v místech instalace tenzometrů. Pro každý ocelobetonový most byla vyrobena jedna sada vzorků, tvořená min. třemi až šesti krychlemi o hraně 150 mm (pro stanovení 28denní krychelné pevnosti v tlaku) a šesti hranoly 400 x 100 x 100 mm (tři pro hranolovou pevnost a tři pro modul pružnosti). U zavěšeného mostu byly vytvořeny dvě sady vzorků. Jedna pro beton nosné konstrukce mostu v jeho zavěšené části a jedna pro beton vnitřní části pylonu. Zkoušky se provádějí dle platných ČSN a EN norem. M Ě Ř E N Í S M R Š Ť O VÁ N Í A D O T VA R O VÁ N Í

Jedním z rozhodujících jevů z hlediska statického výpočtu je reologické působení betonu. Ačkoliv pro vyjádření dotvarování a smršťování byla v minulosti vyvinuta řada teorií, v původních, do roku 2010 platných ČSN pro mostní stavby byla předepsána již velmi stará teorie stárnutí, která nezohledňuje řadu významných faktorů. Proto se doporučuje použití některého z moderních reologických modelů, CEB – FIP 1990, EN 1992-1-1, EN 1992-2, B3. Cílem proto bylo připravit data pro predikci dotvarování a smršťování na základě složení a pevnosti betonu a výsledků laboratorních zkouObr. 13 bridge

Podélný řez mostem

❚

Fig. 13

❚


šek. Závislost parametrů modelu na složení a pevnosti betonu totiž představuje největší zdroj nejistot moderních reologických modelů. Pro kvalitní měření reologických jevů zkušebních vzorků se dnes využívají v podstatě jen strunové tenzometry připojené k ústředně s kontinuálním záznamem, upevněné na povrch betonu přes speciální kotevní desky, nebo u větších vzorků zabetonované dovnitř. Během výstavby mostů se vyrobí sady hranolů. Jedna sada obsahuje pět hranolů (obvykle 400 x 80 x 80 mm). Dva hranoly slouží pro sledování smršťování, dva pro sledování dotvarování a jeden pro sledování úbytků hmotnosti. U zavěšeného mostu přes Odru a Antošovická jezera byla vyrobena jedna sada vzorků z betonu nosné konstrukce hlavního pole, jedna z betonu pylonu vnitřní části a jedna z betonu pylonu vnější části. U ocelobetonového mostu přes Odru byla vyrobena kompletní jedna sada z betonu horní desky, kdežto u betonu mostu přes Ostravici bylo sledováno jen smršťování a hmotnostní úbytky, tedy bez vzorků na dotvarování. Všechny vzorky byly vyrobeny na stavbě a po zatuhnutí byly uloženy ve vodním prostředí a převezeny do klimatizované laboratoře VUT v Brně, kde byly pod vodou odbedněny a na vzorky určené pro měření smršťování a dotvarování byly nainstalovány tenzometry. Tenzometry jsou umístěny na protilehlých stranách, sledují tak případné rozdílné smršťování obou povrchů vzorku. Připevnění tenzometrů je realizováno přes dopředu zabetonované ocelové přípravky. Po ukončení předpokládaného ošetřování betonu byly vzorky vyjmuty z vody a umístěny v laboratoři na prokladky (při konstantní teplotě cca 20 °C a vlhkosti vzduchu cca 60 %) (obr. 17). Vzorky pro měření dotvarování byly v čase 28 dní zatíženy ve speciálních lisech silou vyvozující přibližně předpokládanou úroveň normálového napětí v průřezu mostu od stálého zatížení (obr. 18). Měření většiny vzorků probíhalo po dobu cca 300 až 500 dnů.


Obr. 14 Příčný řez mostem – umístění strunových tenzometrů ❚ Fig. 14 Cross section of the bridge – the location of strain gauges Obr. 15 bridge

Podélný řez mostem

❚

Fig. 15


Obr. 16 Příčný řez mostem – umístění strunových tenzometrů ❚ Fig. 16 Cross section of the bridge – the location of strain gauges Obr. 17 Sledování smršťování zkušebních vzorků v laboratoři Fig. 17 Monitoring of shrinkage in laboratory conditions

❚

Obr. 18 Sledování dotvarování zkušebních vzorků v laboratoři ❚ Fig. 18 Monitoring of creep in laboratory conditions

17

4/2011

18

❚


85

VĚDA A VÝZKUM

❚


S L E D O VÁ N Í K O N S T R U K C E B Ě H E M V Ý S TAV B Y

Všechny uvedené mostní konstrukce byly sledovány již od samotného počátku výstavby (2006), včetně všech montážních stavů, různých podepření, zatížení či předpětí. Byly sledovány stavy i zdánlivě nesouvisející s dlouhodobými vlastnostmi. Měření poměrného přetvoření betonu strunovými tenzometry bylo možno začít okamžitě po dokončení betonáže konstrukce. Často ale nebyl z důvodu umístění bednění přístup ke kabelům, proto bylo první měření většinou odečítáno až po odbednění konstrukce, tedy několik dnů po betonáži. Vzhledem k využití ústředny a z důvodu ochrany před odcizením nebylo možné zaznamenávat měření kontinuálně. Během výstavby byla měření prováděna jednorázově ve všech významných fázích konstrukce: • dokončení betonáže nosné konstrukce, • po předepnutí soudržných, případně volných kabelů, • odstranění montážních podpěr, • provedení zavěšování (u zavěšeného mostu), • položení ostatního stálého zatížení, • při zatěžovací zkoušce. Při každém měření byl zaznamenán stav konstrukce (vybetonované díly, předepnutá lana, montážní zatížení včetně jeho polohy apod.). Pokud to bylo časově zvládnutelné, byla měření strunových tenzometrů prováděna ve stejné době jako měření geodetická. Průběžně byly zaznamenávány významné časy postupu výstavby (betonáže, ukončení ošetřování, napínání konstrukce, posunutí betonážních vozíků, změny okrajových podmínek, vznik a zrušení montážních podpor, přidání a odstranění zatížení apod.). Důležité bylo ověření funkčnosti tenzometrů po betonáži. Lze ho provést například při měření okamžitých účinků při jasně definovaném zatížení (např. při předpínání nebo zatěžovací zkoušce). Mají-li se data ze strunových tenzometrů využít pro dlouhodobá měření, musí být tenzometry funkční i pro měření okamžitá. Hodnoty okamžitých účinků by měly být jasně a jednoznačně vysvětleny. To je jeden ze základních předpokladů vyhodnocení dlouhodobého sledování. Nejde-li vysvětlit měření okamžitá, nelze poté vysvětlit ani měření dlouhodobá. Po uvedení do provozu byly konstrukce sledovány v prvním roce cca třikrát až čtyřikrát, v druhém jednou až dvakrát a následně jednou za rok. Z důvodu možných nepřesnosLiteratura: [1] Konečný L., Novák R, Romportl T., Stráský J.: Projekt zavěšeného mostu přes řeku Odru, sb. konf. Mosty 2007, Brno 2007 [2] Stráský J., Hustý I., Choleva J.: Composite Bridges of the Freewary D47 and D1, Stucture concrete in Czech Republic 2002–2005, 2nd fib Congress, Naples 2006 [3] Stráský J., Smejkal D., Pachl R., Vítek T.: Most přes Odru na stavbě dálnice D47091/2, sb. konf. Betonářské dny 2006, ISBN 80-903807-2-7, Hradec Králové [4] Navrátil J., Schmid P., Zich M.: Metody sledování dlouhodobého chování mostů, Český svaz stavební inženýrů, ISSN 1213-4112, 4/2001 [5] Navrátil J.: Analýza dlouhodobých průhybů mostů velkých rozpětí, habilitační práce, Brno 1999, ISBN 80-214-1134-1 [6] Zich M.: Analýza letmo betonovaných mostů s ohledem na diferenční smršťování a ochabnutí smykem, disertační práce, VUT FAST Brno, 2002, ISBN 80-214-2145-2 [7] Zich M.: Projekty sledování jejich realizace a analýza dlouhodobého chování betonových konstrukcí, habilitační práce, VUT FAST Brno, 2011

86

tí měření při výpočtu vlivu teplot jsou měření přetvoření odečítána v době ustáleného teplotního stavu, kdy je po průřezu nejmenší gradient teplot v konstrukci (tedy nejlépe brzo ráno, na jaře a na podzim). Pro zohlednění vlivu teplot jsou na již dokončené konstrukci prováděna měření přetvoření a teplot betonu s kontinuálním záznamem po 1 h. Měření probíhá po dobu cca jednoho měsíce. Za toto relativně krátké období jsou přírůstky dotvarování a smršťování velmi malé; ze změn přetvoření betonu tak lze usoudit na vliv změny teplot na chování konstrukce. Z ÁV Ě R

Měřením dokumentovaným v tomto článku bylo započato dlouhodobé sledování dálničních mostů významných jak z hlediska dopravního, tak z hlediska konstrukce. Měření na uvedených třech mostech probíhá již téměř pět let. I za tuto, z pohledu životnosti mostu, krátkou dobu byla získána řada zajímavých výsledků o skutečném chování navržených konstrukcí. Předpokládáme, že doposud získané výsledky, tj. poslední fáze vyhodnocení monitoringu, budou prezentovány v dalších číslech tohoto časopisu. Provedení dlouhodobého sledování lze doporučit u všech důležitých inženýrských staveb. Ve srovnání s cenou staveb se měření vyznačuje nízkými náklady. Sledování konstrukce má samo o sobě význam pro včasné odhalení případných poruch. Množství naměřených dat umožní provést porovnání a vyhodnocení reálných dat s predikcí uvažovanou při projektu konstrukce. To může nepochybně přispět k lepšímu pochopení dlouhodobého chování mostní konstrukce a v konečném důsledku k lepšímu a kvalitnějšímu návrhu konstrukcí. Dosavadní práce prováděné v rámci sledování mostů potvrzují správnost projektového řešení a dobrou kvalitu stavebních prací. V článku je navržen podrobný koncepční přístup k dlouhodobému sledování zejména betonových konstrukcí. Postup je u uvedených konstrukcí uplatňován s ohledem na význam konstrukce a dostupné finanční prostředky. Navržený postup se osvědčil a lze ho doporučit jako obecně platný pro většinu betonových konstrukcí. Projekty sledování konstrukcí je třeba provádět na základě hluboké analýzy jejich statického chování. Doporučuje se proto, aby projekt sledování byl obsažen již v samotném projektu stavby tak, aby na něj mohly být vyčleněny dostatečné finanční prostředky. Většina sledovaných konstrukcí byla vybavena pro dlouhodobá měření strunovými tenzometry zabudovanými do betonu. Námi instalované tenzometry dobře fungují pro okamžitá zatížení i pro zatížení dlouhodobá již několik let. Jejich použití lze tedy doporučit i pro měření dalších obdobných konstrukcí. Prezentované výsledky byly získány též 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, VUT v Brně Veveří 95, 662 37 Brno tel.: 541 147 860, e-mail: [email protected] Text článku byl posouzen odborným lektorem.


❚

4/2011

❚

VĚDA A VÝZKUM


SMYKOVÁ ÚČINNOST DESKOVÝCH PRVKŮ PODPÍRAJÍCÍCH KONZOLY KOMOROVÝCH MOSTŮ ❚ SHEAR EFFICIENCY OF STRUT PLATES SUPPORTING CANTILEVERS OF BOX GIRDER BRIDGES Lukáš Kadlec, Vladimír Křístek, Lukáš Vráblík Na základě klasických přístupů teorie konstrukcí jsou sledovány soustavy izolovaných skloněných vzpěrných stěn podporujících konzoly průřezu v porovnání s použitím celistvé části komorového průřezu; hodnoceny jsou důsledky tohoto uspořádání z hlediska využití pro přenos krouticích a smykových účinků. Výsledky parametrické studie mohou posloužit pro optimalizaci rozměrových parametrů prvků komorových mostů. ❚ Based on the classic theory of structures, a system of isolated separate inclined strut plates supporting the cantilevers of section is compared with the arrangement using continuous inclined plates as an integral part of the box girder cross section; assessed are these arrangements from the point of view of torsion and shear carrying capacities. The results of the presented parametric study can be used to optimize the dimensional parameters of elements of box girder bridges.

V poslední době se setkáváme s komorovými mosty, jejichž nosná konstrukce je vytvářena postupně. Nejdříve je stavěn základní monolitický páteřní nosník tvořený střední komorou, potom jsou osazeny vnější prefabrikované vzpěry a konečně je vybetonována mostovková deska (obr. 1 a 2). Otázkou je, jak se vnější, vzájemně nespojené, vzpěry podílejí a jak jsou účinné při přenosu účinků vyvolaných smykovým namáháním a kroucením. Chování vzpěrového stěnového prvku při působení v konstrukci podle obr. 1 zřejmě významně závisí na poměru jeho šířky a délky – pokud je prvek široký, dominuje jeho smykové přetvoření (obr. 3a), s jeho klesající šířkou se stále více uplatňuje a posléze zcela převáží jeho ohybová deformace (obr. 3b) doprovázená dramatickým nárůstem poddajnosti –

do akce v mostní konstrukci se takovýto prvek zapojuje spíše jako prut Vierendelova nosníku. Pro účely výpočetní analýzy byl vyšetřován stěnový prvek délky L, šířky B a tloušťky t, jehož dva protilehlé okraje se navzájem posunou o vzdálenost v (obr. 3). Hledá se relace tuhosti prvku v porovnání s tuhostí odpovídající případu plného smykového působení prvku jako součásti komorového průřezu při této deformaci. Je použit optimistický předpoklad vzájemného posunu protilehlých okrajů bez jejich deformace (obr. 3). Ve skutečném konstrukčním uspořádání (obr. 1, 2) však připojení tohoto vzpěrového prvku do mostní konstrukce není zcela nepoddajné (a to tím více, čím je mezera mezi vzpěrami větší); to je důvodem dalšího zvýšení poddajnosti – proto skutečné redukce tuhosti jsou ještě významnější, než uvádějí dále odvozené závislosti. Řešení lze provést klasickou analytickou cestou: využijme antisymetrického charakteru úlohy vzhledem k polovině délky umožňující řešit polovinu stěnového prvku, nalezneme funkci napětí φ (x,y) [Airy, 1863] vyhovující biharmonické rovnici: 4

∂ϕ ∂x

4

4

+2

2

∂x ∂y

2

+

∂ϕ ∂y

4

(1)

=0

a umožňující splnění příslušných okrajových podmínek. Pro vzájemný posun vodorovných okrajů vzpěrového prvku (obr. 3) platí 2

v=

2Pn(2n + 4 + 5μ ) , 4Et

(2)

Obr. 1 Typické uspořádání analyzovaného konstrukčního řešení, příčný řez mostu – prefabrikované vzpěry (převzato z [4]); most na R1 nad údolím Hošťovského potoka, nedaleko města Nitra, projekt RDS zpracovala firma SHP ❚ Fig. 1 Typical arrangement of the analyzed structural system. Cross section of the bridge – precast strut plates (after [4]); the bridge on the R1 over Hostovský creek valley, near the town of Nitra, the project prepared by the firm SHP

1

2

4/2011

4

∂ϕ

Obr. 2 Osazování vzpěrných prefabrikovaných stěnových prvků, (převzato z [4]); most na R1 nad údolím Hošťovského potoka, nedaleko města Nitra, projekt RDS zpracovala firma SHP ❚ Fig. 2 Assembly of precast strut plates (after [4]); the bridge on the R1 over Hostovský creek valley, near the town of Nitra, the project prepared by the firm SHP

❚


87

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH Obr. 3 Charakter deformace: a) široká stěna s dominujícím smykovým působením, b) úzká stěna s převažujícím ohybovým působením ❚ Fig. 3 Deformation patterns for: a) a wide wall exhibiting dominant shear performance, b) a narrow wall with prevailing flexural performance Obr. 4 Nárůst poddajnosti vzpěrných prvků v závislosti na poměrech jejich rozměrů ❚ Fig. 4 Compliance increase of strut plate elements in terms of their dimensional ratios s Obr. 5 Řešený průřez: a) reálný tvar, b) osové schéma ❚ consideration: a) real arrangement, b) centre-line diagram

Fig. 5

Cross section under

Obr. 6 Účinnost systému vzpěrných prvků na torzní působení průřezu v závislosti na jejich šířce ❚ Fig. 6 Efficiency of the strut plate elements on torsional performance, depending on the width of the strut elements

3a

Obr. 7 Účinnost systému vzpěrných prvků na smyková napětí ve stěnách komory v závislosti na šířce vzpěrných prvků ❚ Fig. 7 Efficiency of the strut plate elements on shear stress values in the webs of the box, depending on the width of the strut elements

5a

5b

kde n = L/B, μ je Poissonův součinitel, E modul pružnosti materiálu a P je síla v prvku, která odpovídá posunu v. Pro velmi velké šířky B v porovnání s délkou prvku L dominuje smykové chování; jako limitní případ tomu odpovídá vzájemný posun vodorovných okrajů o velikosti vs =

2(1+ μ )Pn . Et

(3)

Pro nárůst poddajnosti vzpěrového prvku, definované jako poměr poddajnosti prvku s rozměry L, B a poddajnosti prvku v plně smykovém režimu (např. jako součást prizmatického komorového nosníku), dostáváme jednoduchý vztah

Nárůst smykové poddajnosti 12,0 11,0 10,0 9,0 Nárůst - násobky

3b

8,0 7,0 6,0 5,0 4,0 3,0 2,0 1,0 0,0

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4

4,5

5

Poměrná délka/šířka vzpěrné stěny

4

2

r=

(2n + 4 + 5μ ) 4(1+ μ )

(4) Příspěvek dělených vzpěrných stěn k tuhosti průřezu v kroucení

Použijeme-li hodnotu μ = 0,15, dostáváme

100,0 90,0

2

(5)

2

(6)

60,0 50,0 40,0 30,0 20,0

Rozdíly mezi vztahy (5) a (6) jsou nevýznamné. Vztahy jsou pro μ = 0,18 vyznačeny v obr. 4. Z grafu např. vyplývá téměř osminásobné zvýšení poddajnosti vzpěrového prvku při poměru jeho délky a šířky 4:1. Na úrovni konstrukce je možno sledovat účinnost vzpěrných stěn v režimu namáhání kroucením a v režimu namáhání smykem. Pro tuto studii byl vybrán idealizovaný průřezový tvar podle obr. 5a. Aplikace vzpěrných stěn znamená příspěvek k tuhosti průřezu v kroucení oproti průřezovému uspořádání bez těchto stěn. Vezmeme-li za základ příspěvek odpovídající souvislé podélné vzpěrné stěně (bez dělení na jednotlivé vzpěrné prvky, tj. pro tříkomorový průřez), potom příspěvek systému dělených vzpěrných prvků, v závislosti na jejich šířce, je pro řešený, výše znázorněný průřez a Poissonův součinitel μ = 0,15 znázorněn na obr. 6 (pro μ = 0,18 jsou výsledky prakticky identické). 88

Příspěvek [%]

70,0

pro μ = 0,18 potom ⎛L⎞ r = 0,4237 ⎜ ⎟ + 1,0381 . ⎝B⎠

80,0

10,0 0,0 0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4

4,5

5

Poměr délka/šířka vzpěrné stěny

6

Příspěvek dělených vzpěrných stěn k redukci smykových napětí ve svislých stěnách komory 100,0 90,0 80,0 70,0 Příspěvek [%]

⎛L⎞ r = 0,4348 ⎜ ⎟ + 1,0326 , ⎝B⎠

60,0 50,0 40,0 30,0 20,0 10,0 0,0 0

7

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4

4,5

5

Poměr délka/šířka vzpěrné stěny


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

Z obr. 6 je např. patrné, že pro sledovaný průřez podle obr. 5, pro poměr délka/šířka vzpěrných stěn = 4, by byl jejich příspěvek k torzní účinnosti systému jen 28 % toho, čeho by bylo dosaženo při spojení vzpěrných stěn do celistvé smykově účinné stěny. Aplikace vzpěrných stěn znamená snížení smykových napětí ve svislých stěnách střední komory mostu oproti průřezovému uspořádání bez těchto stěn. Vezmeme-li za základ tento příznivý účinek odpovídající souvislé podélné stěně (bez dělení na jednotlivé vzpěrné prvky, tj. pro tříkomorový průřez), potom příspěvek systému dělených vzpěrných prvků, v závislosti na jejich šířce, je pro řešený průřez a pro Poissonův součinitel μ = 0,15 znázorněn na obr. 7 (pro μ = 0,18 jsou výsledky prakticky identické). Z obr. 7 je např. patrné, že pro sledovaný průřez podle obr. 5, pro poměr délka/šířka vzpěrných stěn = 4, bude tento systém přispívat k redukci smykových napětí ve svislých stěnách komorového průřezu jen 38 % toho, čeho by bylo dosaženo při spojení vzpěrných stěn do celistvých smykově účinných stěn, tj. pro prizmatický tříkomorový nosník.

❚


Literatura: [1] Airy: On the strains in the interior of beams, Philos. Trans. Royal Society, London, 1863 [2] Girkmann K.: Flachentragwerke, Springer-Verlag, 1954 [3] Křístek V.: Theory of Box Girders, Wiley & Sons, New York Chichester, Brisbane, Toronto, 1979 [4] Novotný P., Konečný L., Stráský J., Smíšek P.: Most na R1 nad údolím Hošťovského potoka, 17. Betonářské dny 2010, Sekce ST1A: Mosty a tunely 3, 2010 [5] Stráský J., Hradil P.: Statická analýza zavěšeného mostu přes Vršovické nákladové nádraží v Praze, Sb. symp. Mosty 2011, Brno, 2011

ní významného mostního konstrukčního prvku; výsledky mohou případně posloužit pro všestrannou optimalizaci rozměrových parametrů vzpěrných prvků komorových mostů. Studie není zamýšlena jako posouzení technologických aspektů. Uvedené výsledky byly získány v rámci řešení projektu GAČR č. P104/11/1301, projektu TAČR č. TA01031920 a projektu MŠMT 1M0579 v rámci činnosti výzkumného centra CIDEAS. Text článku byl posouzen odborným lektorem.

Z ÁV Ě R

Studie byla založena na předpokladu, že spoj vzpěrných stěn s konzolovými deskami a mostní komorou je dokonalý, chování celého systému je přísně lineární, spoje působí ihned, při iniciaci i nejmenších napětí a nejsou tedy aktivovány až po vzniku jisté deformace. Při nesplnění těchto podmínek by smyková účinnost tohoto konstrukčního uspořádání byla dále významně snížena. Studie byla dále založena na předpokladu, že mezery mezi jednotlivými vzpěrnými stěnami jsou nulové šířky. Ve skutečném uspořádání tyto mezery znamenají zúžení šířky vzpěrných stěn B (obr. 3b), a tím další – třeba ne již zásadní – zvýšení poddajnosti systému. Z hlediska praktického návrhu konstrukce je poměr mezi délkou vzpěrového prvku L a jeho šířkou B významně ovlivněn celkovým uspořádáním konstrukce. Šířka prvku B je dána například délkou lamel monolitického páteřního nosníku. Nabízela by se tu jistá možnost optimalizace návrhu, která by zaručila optimální délku lamely z hlediska betonáže a zároveň optimální šířku vzpěrné stěny z hlediska její tuhosti, a tím i celkové tuhosti příčného řezu. Jak je patrné z obr. 7, dochází při narůstajícím poměru mezi délkou vzpěry L a její šířkou B ke snížení její účinnosti z hlediska přenosu smykového namáhání. Smykové namáhání je pak více soustředěno do centrálního monolitického páteřního nosníku, kde může vyvolávat zvýšené namáhání v hlavním tahu. Toto obecně může vést na požadavek většího množství smykové výztuže v této části příčného řezu, popřípadě k nutnosti použití betonu vyšších pevnostních tříd (zvýšené namáhání tlakových diagonál). Dále je třeba připomenout velmi složitý způsob namáhání v singulární oblasti připojení vzpěrných stěn ke konzolám průřezu, kdy zde na desky konzol působí v bezprostřední krátké vzdálenosti, odpovídající příslušné mezeře mezi vzpěrnými stěnami, nejvyšší hodnoty reakcí vzpěrných stěn, a to rozdílného znaménka. Toto „střihové“ namáhání koncových oblastí konzol jistě zaslouží podrobnější – zřejmě nelineární – rozvahu. V každém případě je tato singularita zdrojem dodatkového změkčení systému, které se promítne do další redukce jeho účinnosti. Výhradním záměrem předložené studie je na základě 150 let starých poznatků vytvoření statického názoru na působe4/2011

❚


Ing. Lukáš Kadlec Prof. Ing. Vladimír Křístek, DrSc. Ing. Lukáš Vráblík, Ph.D. všichni: Katedra betonových a zděných konstrukcí Stavební fakulta ČVUT v Praze Thákurova 7, 166 29 Praha 6

89

VĚDA A VÝZKUM

❚


VÝBUCHOVÁ ODOLNOST MOSTNÍ KONSTRUKCE ZE ŽELEZOBETONU A ŽELEZOBETONU S PP VLÁKNY ❚ BLAST RESISTANCE OF REINFORCED CONCRETE AND REINFORCED CONCRETE WITH PP FIBRES BRIDGE DECK Marek Foglar, Eva Sochorová, Martin Kovář, Alena Kohoutková, Vladimír Křístek Příspěvek shrnuje výsledky zkoušek výbuchové odolnosti železobetonové mostní konstrukce a mostní konstrukce ze železobetonu s PP vlákny konaných za spolupráce s Policií ČR a Armádou ČR ve Vojenském prostoru Boletice v listopadu 2010.

❚ Field tests of FRC and reinforced

concrete specimens were performed in cooperation with the Czech

pravních a manipulačních důvodů omezena na 1,5 m. Oba zkušební vzorky byly vyztuženy běžnou betonářskou výztuží, 11∅16 při obou površích v podélném směru, ∅10 po 150 mm ve směru příčném. Smyková výztuž byla tvořena sponami ∅8 (9 ks/m2). Byl užit beton C30/37-X0 a betonářská výztuž B500B podle ČSN EN 1992-1-1. Do betonu druhého zkušebního tělesa bylo navíc přidáno 4,5 kg/m3 PP vláken Forta Ferro délky 54 mm.

Army corps and Police of the Czech Republic in the military training area Boletice. The test were performed using real scale precast slabs and 25 kg of TNT charges placed in distance from the slab for better simulation of real in-situ conditions. The paper presents primary results of the tests.

V souvislosti se současnou celosvětovou politickou situací a nárůstem objemu teroristických útoků na objekty dopravní a veřejné infrastruktury je nutné věnovat zvýšenou pozornost výbuchové odolnosti staveb. Mostní stavby představují velice vítané cíle pro militantní extremisty všeho druhu, kteří chtějí pomocí malého množství lokálních útoků dosáhnout svých do značné míry globálních cílů. V návaznosti na článek [3] bylo v rámci řešených výzkumných úkolů přistoupeno k experimentálnímu ověření nabytých znalostí v oblasti výbuchové odolnosti železobetonu a vláknobetonu, šíření výbuchové rázové vlny v prostoru a jejího vlivu na zdraví osob. Pro tento účel byla provedena rozsáhlá rešeršní činnost dostupné zahraniční literatury v oblasti výbuchové odolnosti prvků ze železobetonu a vláknobetonu ([1], [2], [5], [6], [7], [8], [9] a mnohé další). Bylo zjištěno, že až na zcela ojedinělé experimenty publikované v [6] a [7] jsou výbuchové experimenty prováděny na relativně malých vzorcích. Zcela výjimečně jsou užívána zkušební tělesa o jednom rozměru větším jak 2 m. Důvody jsou celkem pochopitelné: příprava i realizace výbuchových experimentů jsou organizačně i finančně velice náročné a podléhají rozsáhlým bezpečnostním omezením. Proto jsou i používané nálože relativně malé a neodpovídají tak velikostem náloží, které mohou být na mostní konstrukci dopraveny pěšky, či v prostředích hromadné dopravy se pohybujícím jednotlivým útočníkem.

Uspořádání experimentů Sada zkoušek byla provedena za spolupráce s Policií ČR a Armádou ČR ve Vojenském prostoru Boletice v listopadu 2010. Zkoušky byly připraveny v místech bývalé dopadové plochy dělostřelecké střelnice v nadmořské výšce 900 m n. m., která je v současné době užívána pro zneškodňování munice s prošlou dobou trvanlivosti a munice z 2. světové války nalézané při stavebních pracích. Zkušební vzorky byly umístěny na dvou dřevěných kmenech průměru cca 350 mm, které byly zajištěny proti posunutí beraněnými ocelovými trubkami. Mezi kmeny v místě pod budoucím zkušebním vzorkem byl zřízen výkop o průměru cca 4,5 m a hloubce 1 m. Výkop měl zmírnit vliv odrazu výbuchové rázové vlny na experimentální těleso. Nálože 25 kg TNT byly uloženy na ocelové stoličky zřízené ze tří třmínků z betonářské výztuže ∅10 mm (betonářská výztuž B500B) přivařených na ocelový plech tloušťky 3 mm (ocel S235) umístěné uprostřed zkušebních těles. Stoličky zajistily 450mm odstup nálože od zkušebního vzorku, což, spolu s užitím výše zmíněného technického řešení, odpovídá průměrné výšce zavazadlového prostoru osobního vozidla nad povrchem komunikace. Nálože byly zakryty vlněnou přikrývkou. Podle spolupracujícího pyrotechnika Policie ČR je pomocí zakrytí docíleno zvýšení lokálního účinku výbuchové rázové vlny o cca 10 až 20 %. Zároveň představuje vlněná přikrývka maskování nálože v zavazadlovém prostoru, a znesnadňuje tak její objevení při rutinní silniční prohlídce. Před konáním ostrých zkoušek byly provedeny dva zkušební výbuchy (5 a 25 kg TNT) pro kalibraci měřící aparatury zaznamenávající přetlak na čele rázové vlny. Uspořádání experimentů je dokumentováno na obr. 1. Nálože byly odpáleny dálkově příslušníky Armády ČR.

E X P E R I M E N TÁ L N Í P R O G R A M

Experimentální program si klade za cíl (i při omezeném rozpočtu) poskytnout relevantní a dále využitelné údaje. Článek obsahuje popis uspořádání uskutečněných experimentů a jejich výsledky. Zkušební tělesa Rozměry zkušebních těles byly navrženy s ohledem na vypovídající schopnost experimentů a přepravní a manipulační možnosti. Zkušební tělesa byla navržena v plném měřítku jako most malého rozpětí, výšky 0,3 m při délce 6 m. Šířka byla z pře90

Výsledky experimentů Experimenty prokázaly pozitivní vliv přidaných PP vláken na výbuchovou odolnost železobetonových zkušebních těles. Těleso s přidanými vlákny mělo menší hodnotu průrazu při horním i dolním povrchu (60 %) a také menší plochu odštípnuté krycí vrstvy betonu pod spodní betonářskou výztuží (64 %) i po stranách zkušebních prvků. Průraz horního povrchu železobetonového vzorku je zobrazen na obr. 2, průraz horního povrchu vzorku z vláknobetonu na obr. 3. Stav spodního povrchu obou vzorků po výbuchu je zachycen na obr. 4.


❚

4/2011

VĚDA A VÝZKUM

1 Obr. 1

❚


2 Uspořádání experimentů

❚

Fig. 1

Layout of the experiments

Obr. 2 Průraz horního povrchu železobetonového vzorku ❚ Fig. 2 Top surface of the RC specimen after the blast Obr. 3 Průraz horního povrchu vláknobetonového vzorku ❚ Fig. 3 Top surface of the FRC specimen after the blast Obr. 4 Porovnání stavu spodního povrchu obou zkušebních těles po zkouškách ❚ Fig. 4 Soffit of the specimens after the blast

3

Odštípnutí krycí vrstvy betonu sleduje průběh podélné výztuže prvku. Na zkušebních vzorcích došlo i k oddělení betonu od výztuže po jejich stranách. Lze předpokládat, že v případě širších zkušebních vzorků by převážilo deskové chování a k poškození krajů desky by nedocházelo, poškození by se lokalizovalo pod náloží; obvod porušeného betonu by byl větší, ale pravidelný, bez dosahů přes okraje. Větší vzorky nebylo bohužel možné z přepravních a tím indukovaných finančních důvodů realizovat. Naopak trvalý průhyb zkušebního železobetonového vzorku s přidanými vlákny byl o 22 % větší. Tento fakt lze přisoudit větší schopnosti vzorku z vláknobetonu pojmout energii výbuchu, aniž by došlo ke smykovému selhání (shear-punching failure). Přehled výsledků experimentu, rozdíly v průrazech, odštípnuté vrstvě vespod i na stranách zkušebních těles a průhybech, je uveden v tab. 1.

4

Šíření tlakové vlny od výbuchu Jak bylo uvedeno v úvodu, experiment se zaměřil nejen na výbuchovou odolnost betonu, ale kladl si za cíl ověřit šíření výbuchové rázové vlny (VRV) v prostoru a výpočet hodnoty dopadajícího přetlaku v jejím čele. Bylo navrženo rozmístění měřících bodů na spirále se středem v místě nálože. Z důvodu bezpečnosti osob a měřícího vybavení bylo rozhodnuto o rozmístění čtyřech čidel ve vzdálenostech 15, 20, 25 a 30 m od nálože. Pro výpočet hodnoty přetlaku byl užit následující vzorec: 4/2011

❚


91

VĚDA A VÝZKUM Tab. 1

❚

Shrnutí výsledků experimentů

SCIENCE AND RESEARCH ❚

Tab. 1

Comparison of blast performance of RC and RC with plastic fibers

Železobetonový vzorek (1) 0,43 2,35 1,71 0,35 0,52 0,23 0,34 0,31

Poškození 2

Průraz při horním povrchu [m ] Odštípnutá vrstva betonu při spodním povrchu < krytí výztuže [m2] Odštípnutá vrstva betonu při spodním povrchu > krytí výztuže [m2] Odštípnutá vrstva betonu při levém okraji < krytí výztuže [m2] Odštípnutá vrstva betonu při levém okraji > krytí výztuže [m2] Odštípnutá vrstva betonu při pravém okraji < krytí výztuže [m2] Odštípnutá vrstva betonu při pravém okraji > krytí výztuže [m2] Trvalý průhyb [m]

Tab. 2 Přetlaky v čele VRV a impulzy přetlakových částí, porovnání měření a výpočtu ❚ Tab. 2 Blast overpressures, comparison of calculated and measures values

Výbuch číslo 3 hmotnost nálože [kg] vzdálenost [m] naměřený dopadající přetlak [kPa] impulz přetlakové části [kPa∙ms] vypočtený dopadající přetlak [kPa] naměřený / vypočtený přetlak [%]

Δ PS =

čidlo 1 25 15 49,2 159,6 44,8 110

čidlo 2 25 20 18,7 129,2 26,4 71

čidlo 3 25 25 13,8 127,5 18,5 75

ŽB vzorek s plastovými vlákny (2) 0,26 1,89 1,09 0 0,05 0,11 0,16 0,37

60 80 64 10 48 47 122

6

čidlo 4 25 30 15,5 89,9 14 110

93,2 383 1 275 + 2 + , 3 Z Z Z

kde Z je redukovaná vzdálenost, Z = R / W1/3, R je vzdálenost od epicentra výbuchu, W je hmotnost nálože (TNT). Za spolupráce s Technickou univerzitou Pardubice byly během experimentů zaznamenávány hodnoty přetlaku v čele rázové vlny výbuchu. Měření vzdušných rázových vln bylo provedeno pomocí tužkových tlakových senzorů typ ICP 137A23 firmy PCB. Signál ze snímačů byl pomocí převodníku PCB odečítán na čtyřkanálovém osciloskopu Tektronix TDS3014B. Napětí byli přepočítáno na tlak na základě údajů kalibračních certifikátů jednotlivých čidel. Pro spouštění měření byl použit externí signál 17 V generovaný vybitím kondenzátorů po zkratování ionizačního čidla umístěného na trhavině. Čidla byla vložena do polyuretanové pěny a zakopána tak, aby jejich citlivá část byla v úrovni terénu. Důvodem pro toto uspořádání byla snaha eliminovat zkreslení signálu případným odrazem od země v průběhu testování na panelech, kdy byla výška nálože cca 1 m nad okolní terén.

Čidla byla rozmístěna tak, aby se žádná dvě nevyskytovala v zákrytu ve směru od nálože. Tab. 2 ukazuje výsledky měření dopadajícího přetlaku v čele výbuchové vlny a jejich porovnání s vypočtenými hodnotami, obr. 5 poskytuje časový průběh tlaku VRV při výbuchu číslo 3. Vzhledem k místním podmínkám a uspořádání experimentu je shoda velice dobrá. Z porovnání hodnot uvedených v tab. 2 se zranitelností osob přetlakem publikovanou v [4] je patrné, že výbuch nálože síly 25 kg TNT ekvivalentu by jen účinkem své tlakové vlny způsobil jistou smrt osob v okruhu 8 m od epicentra, smrtelná a těžká zranění osob do vzdálenosti 19 m. Hodnocen není devastující účinek střepů či úlomků konstrukcí a vozidel na lidské životy. Numerické modelování výbuchu Modelování výbuchů a rychlých dynamických jevů obecně vyžaduje užití speciálních výpočetních nástrojů a velký objem práce potřebný ke kalibraci komplexních materiálových modelů. Odměnou za vynaložené úsilí jsou vypočtené průběhy přetlaků v čele rázové vlny, časový průběh šíření výbuchové vlny v materiálu a tvar porušení prvku. Obr. 5 Časový průběh tlaku VRV při výbuchu č. 3 ❚ Fig. 5 Time-plot of the blast overpressure wave, blast No. 3

60 ch1-15m-25kg ch2-20m-25kg ch3-25m-25kg ch4-30m-25kg

50

Obr. 6 Porovnání modelu a skutečného tvaru šíření výbuchové vlny ❚ Fig. 6 Comparison of the FEM model and photo of the blast propagation

40

tlak [kPa]

(2)/(1) [%]

30

20

10

0 0

20

40

60

80

100

120

-10 čas [ms]

5

92


❚

4/2011

❚

VĚDA A VÝZKUM Literatura: [1] Buchan P. A. & Chen J. F.: Blast resistance of FRP composites and polymer strengthened concrete and masonry structures – A state-of-the-art review. Composites: Part B 38, 2007, pp. 509–522 [2] Coughlin A. M. & al.: Behavior of portable fiber reinforced concrete vehicle barriers subject to blasts from contact charges. International Journal of Impact Engineering, 37, 2010, 5, pp. 521–529 [3] Foglar M. & al.: Využití přetvárných vlastností vláknobetonu pro zvýšení odolnosti staveb proti zatížení výbuchem a nárazy. Beton TKS, 10, 2/2010, pp. 71–73 [4] Makovička D., Makovička D. jr.: Odezva konstrukce budovy a ohrožení jejích obyvatel výbuchem plynu, Stavební obzor 7/2006, s. 197–202 [5] Millard S. G. & al.: Dynamic enhancement of blast resistant ultra high performance fiber-reinforced concrete under flexural and shear loading. International Journal of Impact Engineering, 37, 2010, 4, pp. 405–413 [6] Schenker A. & al.: Full-scale field tests of concrete slabs subjected to blast loads. International Journal of Impact Engineering, 35, 2008, 3, pp. 184–198 [7] Seible F. & al.: Protection of our bridge infrastructure against man-made and natural hazards. Structure and Infrastructure Engineering, Vol. 4, 2008, No. 6, 415–429 [8] Wu C. & al.: Blast testing of ultra-high performance fibre and FRP-retrofitted concrete slabs. Engineering Structures, 31, 2009, 9, pp. 2060–2069 [9] Štoller J.: Reakce na článek „Využití přetvárných vlastností vláknobetonu pro zvýšení odolnosti staveb proti zatížení výbuchem“, Beton TKS, 10, 2010, 5, pp. 84–86

Práce na numerických modelech prezentovaných experimentů začaly dlouho před jejich konáním a nejsou dosud ukončeny. Vytvářeny a kalibrovány jsou 2D i 3D modely železobetonových i železobetonových prvků s vlákny za užití solveru LS-DYNA zaměřeného na rychlé dynamické jevy. Obr. 6 poskytuje příklad porovnání modelu a skutečného tvaru šíření výbuchové vlny a poškození zkušebního vzorku krátce po detonaci. Z ÁV Ě R


RSTAB

RFEM

my progra e š a n ušejte ence Vyzko ení lic č j ů p a tné z Bezpla

RSTAB 7 Program pro výpočet prutových konstrukcí

RFEM Program pro výpočet prostorových konstrukcí metodou konečných prvků

Polní experimenty zaměřené na výbuchovou odolnost prvků ze železobetonu a železobetonových prvků s PP vlákny prokázaly, že prvky z vláknobetonu se vyznačují díky svým přetvárným charakteristikám větší odolností proti zatížení výbuchem. Ta se projevuje menším průrazem a menším objemem vzniklých odštěpků betonu při spodním povrchu konstrukce. Prvky z vláknobetonu měly větší plastický průhyb způsobený jejich větší duktilitou, a tím danou schopností převzít extrémní zatížení, jemuž jsou vystaveny. Během experimentů byl zaznamenáván průběh přetlaku na čele výbuchové rázové vlny, výsledky prokázaly shodu s teoretickým řešením. Článek byl zpracován v rámci řešení VZ 04 CEZ MSM 6840770005, grantového projektu ČVUT v Praze SGS10/137/OHK1/2T/11

Podpora nových evropských norem

a projektu č. 103/09/2071 GA ČR.

Různé národní přílohy Cena programu již od 33 450 Kč Ing. Marek Foglar, Ph.D.

Česká verze včetně manuálů

Ing. Eva Sochorová

Bezplatná B ezpllattná á st studentská tudent d tská ká verze Ing. Martin Kovář Prof. Ing. Alena Kohoutková, CSc.

Demoverze zdarma ke stažení

www.dlubal.cz Prof. Ing. Vladimír Křístek, DrSc.

všichni: Katedra betonových a zděných konstrukcí Fakulta stavebni ČVUT v Praze Thákurova 7, 166 29 Praha 6

Ing. Software Dlubal s.r.o. Anglická 28, 120 00 Praha 2 Tel.: +420 221 590 196 Fax: +420 222 519 218 www.dlubal.cz [email protected]

Text článku byl posouzen odborným lektorem.

4/2011

❚


Inzerce 71.7x259 spad CZ (Beton)_02.indd 1

93

23.3.2011

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

PRŮVODCE ZATÍŽENÍM MOSTŮ POZEMNÍCH KOMUNIKACÍ SILNIČNÍ DOPRAVOU, CHODCI A CYKLISTY PODLE ČSN EN 1991-2 ❚ GUIDE OF TRAFFIC LOADS ON ROAD BRIDGES IN ACCORDANCE WITH ČSN EN 1991-2 Petr Jančík Pomůcka pro projektanty mostů pozemních komunikací sloužící k orientaci v problematice zatížení mostů silniční dopravou, chodci a cyklisty podle ČSN EN 1991-2. ❚ Tool for road bridge designers, useful for orientation in traffic load in accordance with ČSN EN 1991-2.

Od 1. dubna 2010 se v ČR stavební konstrukce navrhují výhradně podle Eurokódů. Platnost původních norem ČSN konfliktních s Eurokódy byla ukončena. Díky této skutečnosti je každý projektant nucen opustit roky (u mostařů desetiletí) užívané postupy a postavit se na startovní čáru před balík evropských norem se všemi novinkami, nejasnostmi a kaskádovitými odkazy. Prezentovaná pomůcka se snaží projektantovi mostů část vymezené cesty „za poznáním“ ulehčit a koncentruje podstatné informace z kapitoly 4 „Zatížení silniční dopravou a jiná zatížení specifická pro mosty pozemních komunikací“ normy ČSN EN 1991-2 do jedné přehledné tabulky formátu A4 (str. 95) tak, aby projektant nebyl nucen v dané normě listovat a hledat. Do prezentované tabulky se nevešla problematika zatížení v mimořádných návrhových situacích a problematika únavového zatížení pro mosty pozemních komunikací, tyto kapi-

toly tvoří ucelené téma vhodné pro pokračování tohoto průvodce v některém dalším příspěvku. Předkládaná tabulka schematicky znázorňuje obecnou mostní konstrukci. Levá horní část tabulky řeší problematiku definice vozovek na mostě a jejich rozdělení do dílčích zatěžovacích pruhů. V pravé horní části jsou definovány jednotlivé zatěžovací modely (běžná doprava, brzdné a rozjezdové síly, odstředivé síly, jednoduchá náprava, zvláštní vozidla, dav lidí, chodci a cyklisté) s příslušnými parametry. Protože dopravní zatížení je klasifikováno jako vícesložkové zatížení, jsou v dolní části tabulky vyčísleny součinitele pro stanovení reprezentativních hodnot (charakteristických, kombinačních, občasných, častých a kvazistálých) jednotlivých složek zatížení v příslušných sestavách zatížení. Věřím, že tato pomůcka pomůže všem projektantům mostů pozemních komunikací lépe porozumět problematice Eurokódů. Ing. Petr Jančík Novák & Partner, s. r. o. Perucká 5, 120 00 Praha 2 mob.: 732 542 228 e-mail: [email protected]

PÁR POZNÁMEK K ČLÁNKU „BETONOVÉ KONSTRUKCE NÁDRŽÍ“ (Beton TKS 3/2011, str. 3) Názory, že používání alternativních paliv a spolu spalování vybraných a přesně specifikovaných odpadů při výrobě cementu může ovlivňovat kvalitativní parametry cementu i stálost jeho kvality, se objevovaly a bohužel ještě objevují poměrně často. Na vině je patrně nedostatečná osvěta ze strany výrobců cementu na straně jedné, na straně druhé pak nedostatečná znalost současných výrobních postupů a kontrolních mechanizmů při výrobě cementu ze strany uživatelů cementu. Při výrobě portlandského slinku je zapotřebí paliv, která předají energii k výpalu surovinové moučky. Paliva jako taková mají dvě základní vlastnosti (je jedno, zda se jedná o fosilní paliva, alternativní paliva či paliva vyrobená z odpadních materiálů). První vlastností je výhřevnost, tj. energie, která vzniká hořením s kyslíkem – tato energie se použije na výpal slinku. Druhou je pak zbytek paliva po jeho spálení – popelovina neboli jeho an-

94

organická část, která obsahuje oxidy hliníku, křemíku, železa, alkálií i dalších anorganických látek. Cementárna využívající paliva jakéhokoliv druhu má přehled nejen o tom, jakou má dané palivo výhřevnost, ale i přesné informace o množství a složení popeloviny v daném palivu. Na základě těchto informací se zahrne tato popelovina do výpočtu na přípravu surovinové moučky, a tím se zabezpečí konstantní složkové složení požadované pro vzniklý slinek. V žádném případě se tedy nejedná o nesystémový postup, jak bylo v článku uvedeno. Výroba slinku je navíc kontinuální proces, který ve všech výrobních fázích počínajících přípravou surovinové moučky, přes její homogenizaci až po výpal podléhá velmi přísným kvalitativním kritériím. Veškerý proces výroby je trvale monitorován pomocí nejmodernějších laboratorních metod. Výrobci cementu v posledních letech investovali nemalé finanční prostřed-

ky do analytického přístrojového vybavení (např. XRD analýza-Rietveld je dnes již zcela běžnou součástí laboratoří všech domácích cementáren). Fosilní paliva, alternativní paliva, ale i spalované odpady se samozřejmě liší svým chemickým složením i množstvím a složením popelovin. S tím se ale při výrobě slinku počítá. Stejným způsobem se ale po chemické i fyzikální stránce mohou lišit i vápence používané nejen při výrobě cementu, stejně jako kamenivo a příměsi používané při výrobě betonu. Přisuzovat rozdílné fyzikálně-mechanické vlastnosti betonů pouze využívání různých druhů paliv v cementárenském průmyslu je přinejmenším zavádějící. Této poměrně obsáhlé a složité problematice bude nutno věnovat větší prostor v některém z příštích čísel časopisu. Ing. arch. Jiří Šrámek Svaz výrobců cementu ČR Odborná pracovní komise pro marketing


❚

4/2011

NORMY • JAKOST • CERTIFIKACE

4/2011

❚

❚

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


95

AKTUALITY

❚

TOPICAL SUBJECTS

SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA V ČR VODNÍ PAPRSEK 2011 – VÝZKUM, VÝVOJ, APLIKACE 2. mezinárodní konference Termín a místo konání: 3. až 5. října 2011, Ostravice Kontakt: e-mail: [email protected], www.ugn.cas.cz INDUSTRIÁLNÍ STOPY 2011 6. mezinárodní bienále Termín a místo konání: 14. až 16. října 2011, Praha Kontakt: e-mail: [email protected], www.industrialnistopy.cz, www.facebook.com/industrialnistopy 18. BETONÁŘSKÉ DNY 2011 Konference s mezinárodní účastí Termín a místo konání: 23. a 24. listopadu 2011, Hradec Králové Kontakt: Sekretariát ČBS, www.cbsbeton.eu PRŮMYSLOVÁ EKOLOGIE III Mezinárodní konference Termín a místo konání: 20. až 22. března 2012, Hustopeče Kontakt: e-mail: [email protected], http://ehss.eu/pe2012/ SUPERPLASTICIZERS AND OTHER CHEMICAL ADMIXTURES IN CONCRETE 10. mezinárodní konference Termín a místo konání: 28. až 31. října 2012, Praha Kontakt: e-mail: [email protected], www.intconference.org RECENT ADVANCES IN CONCRETE TECHNOLOGY AND SUSTAINABILITY ISSUES 12. mezinárodní konference Termín a místo konání: 31. října až 2. listopadu 2012, Praha Kontakt: e-mail: [email protected], www.intconference.org ZAHRANIČNÍ KONFERENCE A SYMPOZIA DESIGN OF CONCRETE STRUCTURES AND BRIDGES USING EUROCODES 2. mezinárodní workshop Termín a místo konání: 12. až 13. září 2011, Bratislava, Slovenská republika Kontakt: e-mail: [email protected], www.enconcrete.sk TALLER, LONGER, LIGHTER IABSE-IASS symposium Termín a místo konání: 20. až 23. září 2011, Londýn Kontakt: e-mail: [email protected], http://www.iabse-iass-2011.com/ INNOVATIVE MATERIALS AND TECHNOLOGIES FOR CONCRETE STRUCTURES 7. CCC kongres Termín a místo konání: 22. a 23. září 2011, Balatonfüred, Maďarsko Kontakt: CCC Balatonfüred 2011 Congress Secreteriat, Hungarien Group of fib, Budapest University of Technology and Economics, Dept. of CMEG, tel.: +361 463 4068, e-mail: [email protected], www.fib.bme.hu/ccc2011 BETÓN 2011 Konference s mezinárodní účastí Termín a místo konání: 5. až 7. října 2011, Štrbské Pleso, Slovenská republika Kontakt: e-mail: [email protected], www.savt.sk

96

SANÁCIA BETÓNOVÝCH KONŠTRUKCIÍ 7. seminář Termín a místo konání: 7. a 8. prosince 2011, Smolenice, Slovenská republika Kontakt: e-mail: helena.benedikovicova@ stuba.sk, www.zsbk.sk ULTRA-HIGH PERFORMANCE CONCRETE AND NANOTECHNOLOGY FOR HIGH PERFORMANCE CONSTRUCTION MATERIALS 3. mezinárodní sympozium Termín a místo konání: 7. až 9. března 2012, Kassel, Německo Kontakt: e-mail: [email protected], http://www.hipermat.de GLOBAL THINKING IN STRUCTURAL ENGINEERING: RECENT ACHIEVEMENTS IABSE konference Termín a místo konání: 7. až 9. května 2012, Káhira, Egypt Kontakt: www.iabse-cairo2012.com SSCS 2012 – NUMERICAL MODELING STRATEGIES FOR SUSTAINABLE CONCRETE STRUCTURES Mezinárodní konference Termín a místo konání: 29. května až 1. června 2012, Aix-en-Provence, Francie Kontakt: e-mail: [email protected], www.sscs2012. com CONCRETE STRUCTURES FOR A SUSTAINABLE COMMUNITY fib sympozium Termín a místo konání: 11. až 14. června 2012, Stockholm, Švédsko Kontakt: e-mail: Swedish Cement and Concrete Research Institute, Ms. Ann-Therese Söderqvist, e-mail: [email protected], www.fibstockholm2012.se BOND IN CONCRETE 2012 – BOND, ANCHORAGE, DETAILING 4. mezinárodní sympozium Termín a místo konání: 17. až 20. června 2012, Brescia, Itálie Kontakt: e-mail: secretary@ bondinconcrete2012.org, www.bondinconcrete2012.org INNOVATIVE INFRASTRUCTURES – TOWARD HUMAN URBANISM 18. IABSE kongres Termín a místo konání: 19. až 21. září 2012, Soul, Korea Kontakt: e-mail: [email protected], www.iabse.org/seoul2012 IALCCE 2012 3. mezinárodní sympozium Life-Cycle Civil Engineering Termín a místo konání: 3. až 6. října 2012, Vídeň, Rakousko Kontakt: e-mail: [email protected], www.ialcce2012.org ENGINEERING A CONCRETE FUTURE: TECHNOLOGY, MODELING AND CONSTRUCTION fib sympozium Termín a místo konání: 20. až 24. dubna 2013, Tel-Aviv, Izrael Kontakt: [email protected] 4. MEZINÁRODNÍ fib KONGRES A VÝSTAVA Termín a místo konání: 10. až 14. února 2014, Mumbai, India


❚

4/2011

INNOVATIVE MATERIALS AND TECHNOLOGIES FOR CONCRETE STRUCTURES 7. CCC Středoevropský betonářský kongres BALATONFÜRED 2011 22. a 23. září 2011 Balatonfüred, Maďarsko Česká betonářská společnost vás zve k účasti na 7. Středoevropském betonářském kongresu, který se po loňských Mariánských Lázních letos koná v atraktivním letovisku Balatonfüred na břehu Balatonu. Očekává se účast 150 až 200 odborníků, 150 anotací se sešlo ze 35 zemí světa! Pořadatelem letošního výročního setkání betonářských expertů střední Evropy je Maďarská národní skupina fib, ČBS na akci spolupracuje. Využijte slevy na vložném pro členy ČBS!

ODBORNÁ TÉMATA: Tailored properties of concrete ■ Advanced reinforcing and prestressing Advanced production and construction technologies ■ Advanced concrete structures ■ Modelling, design and testing ■

■

Informace, program, formulář přihlášky, možnost ubytování www.fib.bme.hu/ccc2011

CMB_univers2011-180x127,5.indd 1

24.5.11 15:18

9åHFKQ\VWDYE\VSRMXMHMHGQR &HPHQW

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

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

ZZZVYFHPHQWF]

2011 MOSTY A DOPRAVNÍ STAVBY

Recommend Documents