2012 MOSTY A DOPRAVNÍ STAVBY

4/2012

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

16 /

TYRŠŮV MOST PŘES ŘEKU BEČVU V PŘEROVĚ

KONTROLNÍ STANICE S VÁHOU PRO NÁKLADNÍ AUTOMOBILY V GULLESFJORDU

20 /

ZAVĚŠENÁ LÁVKA PŘES DÁLNICI D1 V BOHUMÍNĚ

/8

/42

MOSTY Z PŘEDPJATÉHO BETONU NA VYSOKORYCHLOSTNÍCH ŽELEZNIČNÍCH TRATÍCH V NĚMECKU

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

31 /

MOST PŘES LABE V BRANDÝSE NAD LABEM

OPRAVA DRÁHY TWY D NA LETIŠTI PRAHA-RUZYNĚ POMOCÍ TECHNOLOGIE „RYCHLÝCH“ BETONŮ 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

36 /

EXTRADOSED MOST PŘES NÁDRAŽÍ V BOHUMÍNĚ

/ 55

OBSAH

❚

CONTENT

Ú V O DNÍ K Milan Kalný

ROČNÍK: dvanáctý ČÍSLO: 4/2012 (vyšlo dne 14. 8. 2012) VYCHÁZÍ DVOUMĚSÍČNĚ

M AT E RI ÁLY A TE C H N OL OGI E /2 ZKUŠEBNÍ A TECHNOLOGICKÉ VLIVY NA MODUL PRUŽNOSTI BETONU – REKAPITULACE

TÉMA

Petr Huňka, Jiří Kolísko, Stanislav Řeháček, / 62 Miroslav Vokáč

STABILITA ROZPOČTŮ JE DŮLEŽITĚJŠÍ NEŽ JEJICH VÝŠE

/3 PROBLEMATIKA CHLAZENÍ BETONU KAPALNÝM DUSÍKEM

S TAV E B NÍ KO NST R U K C E

Kristýna Chmelíková

ZAVĚŠENÁ LÁVKA PŘES DÁLNICI D1 V BOHUMÍNĚ

V Ě D A A VÝ Z KU M

Lenka Zapletalová, Petr Mojzík, Jiří Stráský, /8 Peter Pitoňák TYRŠŮV MOST PŘES ŘEKU BEČVU V PŘEROVĚ

/ 16

MOSTY Z PŘEDPJATÉHO BETONU NA VYSOKORYCHLOSTNÍCH ŽELEZNIČNÍCH TRATÍCH V NĚMECKU

Karel Dahinter

/ 20

Pavel Němec, Michal Chůra, Ivan Drobný, Josef Král, Hugo Rejhtar

/ 31

/ 36

KONTROLNÍ STANICE S VÁHOU PRO NÁKLADNÍ AUTOMOBILY V GULLESFJORDU

/ 42

PROJEKT A SLEDOVÁNÍ MOSTU PŘES ÚDOLÍ HOŠŤOVSKÉHO POTOKA NA SLOVENSKU / 44

MOSTY PŘES JEZERO VE VESLAŘSKÉM CENTRU V ETONU, DORNEY, WINDSOR

/ 52

S AN A CE A R E KO N S T R U K C E OPRAVA DRÁHY TWY D NA LETIŠTI PRAHA-RUZYNĚ POMOCÍ TECHNOLOGIE „RYCHLÝCH“ BETONŮ / 55

KARBONATÁCIA BETÓNU ŽELEZOBETÓNOVÝCH KONŠTRUKCIÍ – ČASŤ II: STANOVENIE ETAPY KARBONATÁCIE A ELEKTRO-CHEMICKÉHO STAVU OCELE

4/2012

❚

Zdeněk Matouš, Martin Štroner, Rudolf Urban, Lukáš Vráblík

Michal Jurík, Petr Kocourek, Jiří Stráský

/ 74

/ 58

/ 80

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. (místopředseda), Ing. Jan Hrozek, Ing. Jan Hutečka, Ing. arch. Jitka Jadrníčková, Ing. Zdeněk Jeřábek, CSc., Ing. Milan Kalný, Doc. Ing. Jiří Kolísko, Ph.D., Ing. arch. Patrik Kotas, Ing. Pavel Lebr, Ing. Milada Mazurová, Doc. Ing. Martin Moravčík, Ph.D., Ing. Hana Némethová, Ing. Milena Paříková, Petr Škoda, 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.

SAZBA: 3P, spol. s r. o. Pod bání 8, 180 00 Praha 8 TISK: Libertas, a. s. Drtinova 10, 150 00 Praha 5

/ 86

PÁR POSTŘEHŮ Z KONFERENCE VE FORTALEZE

/ 91

POTENCIÁL VÝVOJE VÝSTAVBY BETONOVÝCH MOSTŮ VE ŠVÉDSKU / 92

A K T U A L I TY KONFERENCE BETONOVE VOZOVKY

/ 57

RECENZE

/ 95

SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA

/ 96

F IR E MN Í PR E Z E N TAC E Ing. Software Dlubal / 29 Podlahy a povrchové úpravy / 54 ve stavebnictví 2012 Betosan / 67 SMP CZ / 73 Červenka Consulting / 77 Pontex / 3. strana obálky Beton University / 3. strana obálky Construsoft / 4. strana obálky

technologie • konstrukce • sanace • BETON

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

GRAFICKÝ NÁVRH: 3P, spol. s r. o. Pod bání 8, 180 00 Praha 8

Svatopluk Dobruský

Johan Larsson

Petr Novotný, Libor Konečný, Miloš Zich, Jiří Stráský

Ľudovít Krajči, Antonín Špaček, Ivan Janotka

MĚŘENÍ A VYHODNOCENÍ DLOUHODOBÝCH DEFORMACÍ LETMO BETONOVANÉHO MOSTU PŘES LABE V LITOMĚŘICÍCH

AKTUALIZACE PREDIKCE ZÁKLADNÍHO DOTVAROVÁNÍ BETONU NA ZÁKLADĚ MĚŘENÝCH DAT

EXTRADOSED MOST PŘES NÁDRAŽÍ V BOHUMÍNĚ

Jiří Šrůtka

/ 71

LÁVKY PRO PĚŠÍ TVOŘENÉ PŮDORYSNĚ ZAKŘIVENÝM PŘEDPJATÝM PÁSEM A PLOCHÝM OBLOUKEM

MOST PŘES LABE V BRANDÝSE NAD LABEM

Lenka Zapletalová, Vladimír Puda, Jiří Stráský, Gabriela Šoukalová

ODOLNOST CEMENTOBETONOVÝCH DESEK NA PODLOŽÍ PŘI CYKLICKÉM NAMÁHÁNÍ

Ludvík Vébr, Bohuslav Novotný, Petr Pánek

Milan Komínek, Ladislav Dvořák, Tomáš Nosek, Alena Šrámková, Tomáš Koumar, Lukáš Ehl, Martin Šálek

/ 68

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

ADRESA VYDAVATELSTVÍ A REDAKCE: Beton TKS, s. r. o. Na Zámecké 9, 140 00 Praha 4 www.betontks.cz 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; 270,- Kč pro studenty (včetně poštovného, cena bez DPH) Vydávání povoleno Ministerstvem kultury ČR pod číslem MK ČR E-11157 ISSN 1213-3116 Podávání novinových zásilek povoleno Českou poštou, s. p., OZ Střední Čechy, Praha 1, čj. 704/2000 ze dne 23. 11. 2000 Za původnost příspěvků odpovídají autoři. Označené příspěvky byly lektorovány. FOTO NA TITULNÍ STRANĚ: Tyršův most přes řeku Bečvu v Přerově (viz článek str. 16), foto: archív Skanska, a. s. BETON TKS je přímým nástupcem časopisů Beton a zdivo a Sanace.

1

ÚVODNÍK

❚

EDITORIAL

O SLUŽBĚ Milé čtenářky, vážení čtenáři, na tomto místě jsem se již vícekrát pozastavil nad problémy, které mě znepokojují, a mám pocit, že témata neubývají. Doba je stále nějak neusazená, většina lidí je znechucená současnými poměry, příznivých zpráv je pomálu, ale jak se říká, naděje nikdy neumírá. Aspoň u těch, kteří hledají impulsy ve vlastní činnosti a nečekají, až zase přijde nějaká změna zvenčí. Dnes bych se chtěl trochu zamyslet nad naší stavařskou profesí. Projektování a stavění jsou služby pro lidi, v právní terminologii řečené klienty, a toto zařazení je třeba neustále připomínat. Není to jenom zaměstnání, podnikání nebo umění, ale také by to neměla být jen příležitost k sebeprezentaci ani k ostré sebezničující soutěži. Nejspíše by celý obor měl být zařazen mezi řemesla, ta vnímám jako skutečnou službu lidem. A dobrého řemeslníka si každý vybírá hlavně podle referencí a osobně ověřené kvality jeho práce. Ve vzdálené minulosti splývali architekt, inženýr a stavitel obvykle v jedné osobě, vzdělávání probíhalo při vlastní praktické činnosti, a přesto i s minimálními technickými prostředky vznikly výjimečné stavby odpovídající kultuře a úrovni doby, tehdejší řemeslná zručnost nebyla dodnes překonána. Asi to bylo v tom, že tehdy neexistoval zákon o veřejných zakázkách, klient nevybíral svého stavitele jen na základě nejnižší ceny, nemusel nikoho žádat o dotace a nepotřeboval k rozhodování právní konzultanty, lobbisty ani jiné přisluhovače. Jak by asi dopadla stavba Karlova mostu, kdyby se v té době postupovalo podle dnešních pravidel? Pochybuji, že by most vydržel do nejbližší povodně, stal se „mostem tisíciletí“ a kulturní ikonou země o 650 let později. Později se profese stavitele rozdělila na investora, projektanta, zhotovitele a najaté subdodavatele, jejich vzájemná práva a odpovědnosti byly nakonec vyváženě formulovány v standardních obchodních podmínkách. Tyto podmínky se postupně precizovaly, mají mezinárodně uznanou formu a tvoří součást uzavřených smluvních dohod. Dnes se v Česku v oboru dopravní infrastruktury mění legislativní podmínky a jejich výklad už každoročně, a to i retroaktivně. Hlavní příčinou jsou neustálé změny legislativy a vysokých státních úředníků, které znamenají i revize představ a koncepčních podkladů. Změny ve vedení institucí přinášejí i dlouhá období omezené činnosti úřadů, neboť noví šéfové se obklopují zejména svými spřízněnými a loajálními osobami. Odbornost a zkušenost jsou jen vedlejší kritéria při výběru, na řádná výběrová řízení často ani není čas a hlavně je obtížné najít kvalitní kandidáty, kteří by do tohoto nestabilního prostředí měli zájem bláhově vstoupit. Přitom bez kvalitních úřadů a veřejné správy se vždy rozmáhá chaos a anarchie. Vážím si každého dobrého úředníka, který v tomto prostředí dokáže pracovat, mít svůj názor a prosazovat ho v rámci standardního systému. Pokud je při stavební zakázce klientem soukromá osoba, své zájmy si obvykle dokáže ohlídat. Zde je spíše nutno tyto zájmy omezit regulačními pravidly tak, aby zájem jednotlivce neomezoval příliš zájmy ostatních a neničil společně sdílené zdroje a prostředí. Pokud je klientem veřejná správa, 2

je to složitější. Tuto instituci reprezentuje úředník, tedy osoba, která také poskytuje službu veřejnosti. Jeho činnost bývá omezena zákony, demokratickými principy a snad i vlastním svědomím. V minulosti být úředníkem znamenalo mít vysokou společenskou prestiž. Vysocí státní úředníci byli do značné míry sami svými pány a de facto vládci přidělené oblasti. Postupem času kvůli postupnému nárůstu byrokracie počet úředníků stále stoupal, a s tím souvisí pokles prestiže tohoto povolání – v současnosti téměř až na dno společenské prestiže. A je typické, že čím vyšší pozici úředník zastává, tím více je obvykle odtržen od praktických problémů a jejich řešení. Pro zadávání, provádění a kontrolu veřejných zakázek máme dnes zaveden i přes všechny revize špatně fungující systém, který neslouží k výběru a realizaci kvalitních staveb za rozumnou cenu s výhledem na budoucí dlouhodobou efektivnost, náklady a životnost. Tak ale co se s tímto neuspokojivým stavem dá dělat? Domnívám se, že lepší než vlastní tvorba předpisů pro stavební zakázky a služby v současném prakticky neprůchodném prostředí vlády a parlamentu je lépe akceptovat bez výjimky mezinárodně ověřené obchodně-právní předpisy, které správně řeší rizika běžně se vyskytující ve stavební praxi, a přiměřeně rozdělují zodpovědnost mezi investora, zhotovitele a projektanta/konzultanta. Tato pravidla je třeba dodržovat a ne neustále měnit a subjektivně vykládat. Protože jsme nedokázali včas změnit některé vlastní zákony tak, aby umožňovaly využití evropských dotací, celé stavebnictví přijde o značnou část investičních prostředků a současný útlum bude bohužel pokračovat. Hlavním problémem stavebnictví není korupce, střet zájmů ani cenová úroveň v ČR. Hlavním problémem je nekvalitní rozhodování, chybějící koncepce a špatně nastavený systém. Bohužel změna je velmi náročná a ochota ji provést je minimální. Zatímco jakékoliv změny veřejně zadávaných staveb během přípravy a realizace jsou dnes prakticky zakázané i přesto, že by mohly zlepšit výsledné dílo, změny legislativy stále probíhají a podle mého názoru přispějí k dalšímu zhoršení úrovně českého stavebnictví. Například nově navrhované obchodní podmínky nastavují zcela nové, nestandardní a nerovnoprávné vztahy mezi účastníky stavebního procesu, které vyplývají ze základní neznalosti nebo nepochopení principů mezinárodních podmínek FIDIC. Právě podmínky FIDIC řeší několik možných systémů zadávání a zásadně dbají na spravedlivé a rozumné rozdělení rizik, odpovědnosti a také výsledných cen stavebního projektu. Představa některých vysokých státních úředníků, že úspory v investiční výstavbě zajistí razantním omezením nových zakázek a snížením cen díky „vyhladovění“ stavebních a projektových firem, nutně povede ke snížení kvality staveb, k zvýšení vnitřního dluhu zanedbáváním správy veřejného majetku a případně i k likvidaci firem v oboru a příslušných pracovních míst. K seriózním a moderním vztahům mezi účastníky stavebního procesu máme stále dál, dokonce i celá řada rozvojových zemí má dnes kvalitnější správu veřejných stavebních zakázek než Česká republika. Takže co s tím? Špatného a nepřemýšlejícího služebníka musí normální klient prostě vyhodit. Dokážeme ho však nahradit někým lepším?

BETON • technologie • konstrukce • sanace

Ing. Milan Kalný

❚

4/2012

TÉMA ❚

TOPIC

STABILITA ROZPOČTŮ JE DŮLEŽITĚJŠÍ NEŽ JEJICH VÝŠE ❚ STABILITY OF BUDGETS IS MORE IMPORTANT THAN THEIR AMOUNT Rozhovor s Ing. Tomášem Čočkem, Ph.D., ředitelem Státního fondu dopravní infrastruktury „Navýšení rozpočtu v oblasti oprav komunikací není dostatečné – nezabraňuje degradaci silniční sítě.“ „Předpokládám, že reálné výše rozpočtů se budou v budoucnu pohybovat maximálně kolem 70 miliard korun ročně.“ „Jakákoliv konzervace stavby je pouze východiskem z nouze a ze stavebního hlediska není šťastným řešením.“ „Očekávám, že současné zpřísnění kontrol povede k tomu, že na stavbách bude v budoucnosti méně problémů.“ Státní fond dopravní infrastruktury (SFDI) je

an implementary agency directly subordinated

implementační agenturou přímo podřízenou

to the Ministry of Transportation of the Czech

Ministerstvu dopravy ČR. V rozhovoru s ředite-

Republic. In an interview with the direktor of

lem SFDI Ing. Tomášem Čočkem, Ph.D., nalezne-

the SFDI, Tomáš Čoček, PhD., you will find

te informace o diskutované výši rozpočtu SFDI,

information on the budget of the SFDI, stricter

zpřísněných kontrolách silničních a železničních

checks on road and railway constructions in

staveb v ČR a o nových projektech doprav-

the Czech Republic and about new projects

ních staveb, které by měly přispět k revitaliza-

in transportation constructions that should

❚ State

contribute to revitalization of the transportation

ci dopravní sítě v České republice.

network in the Czech Republic.

Fund of Transportation Infrastructure (SFDI) is

Na jakém principu funguje financování staveb v ČR? Jakou měrou se na něm podílí Státní fond dopravní infrastruktury a jakou Evropská unie? Financování infrastrukturních staveb v ČR je kombinací národního způsobu financování, tj. jednoletých rozpočtů, a kohezní politiky EU, která má sedmileté plánovací období. V tento okamžik jsme v období 2007 až 2013, kdy pracujeme s cca 140 mld. Kč a zvolna se začínáme připravovat na období 2014 až 2020. Prostředky kohezní politiky jsou poskytovány ze dvou zdrojů. Prvním zdrojem jsou strukturální fondy, což v našem případě znamená Operační program Doprava, v němž jsou obsaženy dva fondy: Fond soudržnosti a Evropský fond pro regionální rozvoj (ERDF – European Regional Development Fund). Fond soudržnosti tvoří majoritu prostředků, které směřují do dopravy, kromě dopravy financuje jen životní prostředí. Evropský fond pro regionální rozvoj platí investiční akce, a to nejenom dopravní, ale i všechny ostatní operační programy kromě sociálních. Tento fond používáme na akce nižších sítí – silnice prvních tříd, vodní cesty a podobně. Druhým zdrojem kohezní politiky jsou takzvané komunitární programy. Komunitárním programem Evropské unie pro dopravu je takzvaný finanční nástroj pro rozvoj celoevropské dopravní sítě TEN-T. Zatímco operační program může teoreticky financovat akce až do 85 % podílu, fakticky financuje kolem 60 až 70 %. Finanční nástroj TEN-T financuje pouze 10 až 30 % staveb a 50 % projektových prací, takže ho především používáme právě na projektové práce. Jak hodnotíte letošní výši rozpočtu Státního fondu dopravní infrastruktury v souvislosti se situací v oblasti výstavby dopravní infrastruktury ČR? Je podle Vás jeho výše dostačující? Schválený, resp. upravený rozpočet SFDI se v tento okamžik pohybuje kolem 67 mld. Kč. Z národních zdrojů máme 4/2012

❚

41 mld. Kč. Zbývající část pokrývají evropské zdroje – Operační program Doprava, tedy hlavní nástroj pro financování z EU, a potom Evropská investiční banka. Výše rozpočtu podle mého názoru dostačující není. Úspěchem letošního rozpočtu ovšem bylo zahrnutí kofinancování veškerých evropských zdrojů, které můžeme čerpat. Takže z tohoto hlediska rozpočet jednoznačně dostatečný je. Kromě toho se po dlouhých letech podařilo přesvědčit ministerstvo financí, že nemůžeme mít jenom evropské projekty, ale i české. A to z toho důvodu, že když nám selže některý z evropských projektů, tak abychom dokázali vzít právě jeden z českých a nasměrovat na něj evropské peníze. To je jednoznačně pozitivum. Co dalšího se ještě do rozpočtu podařilo zahrnout? Drobně se navýšily i prostředky na opravy a údržbu komunikací, především silniční sítě. Ale navýšení není dostatečné, de facto ani nezabraňuje další degradaci sítě, je to jen jakési zpomalení její degradace. Potřeba peněz by byla rozhodně vyšší. Bolavým místem rozpočtu rovněž zůstává národní investiční program. Tedy konkrétně – máme poměrně velký balík staveb, na které Ředitelství silnic a dálnic ČR podepsalo smlouvy už v minulosti, kdy díky změnám v rozpočtech nám na nich zůstalo „viset“ téměř 30 mld. Kč, a není finanční možnost je realizovat. Jsou to bohužel většinou stavby, které se nedají platit z evropských zdrojů. V letošním roce je tento problém sice částečně řešen, ale jedná se pouze o dvě stavby. O jaké stavby jde? Nyní by se měly znovu rozběhnout akce I/11 – Mokré Lazce – hranice okresů Ostrava, Opava a I/35 – Valašské Meziříčí – Lešná. Nicméně zůstává nám ještě velké množství dalších staveb, které se neřeší. Např. I/49 – Hulín–Fryšták je mnohamiliardová akce, na kterou nejsou finanční prostředky. Toto chápeme jako palčivý problém.


3

TÉMA ❚

TOPIC

2015, aby mohly být proplaceny z EU. Finanční období sice končí v roce 2013, ale můžeme ještě dva roky finančně i stavebně dokončovat. Jak se díváte na zakonzervování staveb, ke kterému došlo v minulých letech v důsledku hospodářské krize? Je to podle Vás řešení v obtížné situaci? Není to naopak ztrátová investice? Musím říci, že věcně konzervovaná stavba z dlouhodobého hlediska byla pouze jedna – a to právě již zmiňované I/11 – Mokré Lazce. U ostatních se nějakým způsobem pokračovalo. Ale ani u Mokrých Lazců to nebylo tak, že by se odhodily lopaty a odešlo se ze stavby. I tam se dokončovaly některé stavební objekty. Jakákoliv konzervace je samozřejmě východiskem z nouze. V okamžiku, kdy nemáte finanční prostředky na to, abyste dostála svým závazkům, to musíte nějakým způsobem řešit. Ale ze stavebního hlediska to není šťastné řešení. A to ze dvou rovin – jednou je samotný fakt té konzervace, kdy vznikají vícenáklady už jenom tím, že se musejí provádět konzervační práce, a přesto, že se provedou, stavba stejně nějakým způsobem degraduje během období, kdy je zakonzervována. Druhým problémem je to, že je velmi obtížné provést hodnocení, do jakého stavu se stavba za onu dobu dostala. Co jsou ještě vícenáklady, vyplývající z jejího otevření až po dvou, třech letech a tak podobně.

Jakou výši by podle Vás měl mít optimální rozpočet na příští roky? A jaké jsou možnosti? Je třeba to rozdělit na dvě věci – za prvé jsou to finanční možnosti a za druhé technické možnosti vůbec. Asi největší čerpání, které v rozpočtech historicky bylo, se pohybovalo těsně pod hranicí 100 mld. Kč. Je otázkou, nakolik byl tehdy trh „přehřátý“, kolik z toho šlo do výrazného navýšení cen. Myslím si však, že tolik nezáleží na výšce rozpočtů, důležitější je jejich stabilita. Situace, kdy stavebním firmám i státu „lítají“ rozpočty, jeden rok jsou o deset, patnáct miliard vyšší než druhý, nedělá trhu dobře a ve výsledku je to pro všechny dražší. Myslím si, že v principu je možné postupné narůstání rozpočtu až k 80 mld. Kč ročně. Asi by byl možný i větší nárůst, ale to už se bavíme hodně teoreticky. Co se týká finančních možností, tak vzhledem k tomu, že stát má obrovské mandatorní náklady veřejných rozpočtů, se domnívám, že v příštím období budeme velmi závislí na evropských penězích. A právě ve vazbě na ně očekávám, že reálné výše rozpočtů se budou pohybovat maximálně kolem 70 mld. Kč ročně. Nyní, po době „zmrazení“ většiny nových projektů v dopravní infrastruktuře, stát opět přistupuje k realizaci několika z nich. Můžete nastínit, o které projekty se konkrétně jedná a v jakém časovém horizontu by měly být dokončeny? Jedná se o projekty dvou typů. Prvním jsou spíše železniční stavby, které by měly být financovány ještě přímo z EU. Z těch největších jmenujme modernizaci trati Rokycany–Plzeň a Ejpovické tunely. Druhým typem jsou silniční projekty, které by měly být financovány z národních peněz. Nejvýznamnějšími jsou modernizace D1, kde bylo vyhlášeno pět úseků, dva úseky na dálnici D3 a stavební úsek D1 137 Přerov–Lipník. Všechny tyto stavby musí být dokončeny do konce roku 4

Dá se vyčíslit, kolik zakonzervování stavby stojí? Můžeme spočítat práce, které vznikly navíc, z hlediska konzervace. A když se stavba znovu otevírá, tak je třeba zhodnotit, zda došlo k nějakému nevratnému poškození. Přiznám se, že zatím takovéto vyčíslení na žádné stavbě není, já ho tedy neznám. V době, kdy se rozhodovalo o konzervaci, mělo ŘSD za úkol zvážit, jestli některé stavební objekty není levnější nebo minimálně srovnatelně drahé dokončit než konzervovat. Vím, tehdy zaznělo, že se konzervuje X staveb, ale nakonec se většina z nich dovedla do stavu, který se nedá nazývat konzervací. Fakticky došlo k jejich zastavení, nikoliv ke konzervaci jako takové. Jak je v praxi zajištěno, aby všechny druhy dopravy byly financovány stejnou měrou? Není jeden typ dopravy upřednostňován před jiným? Mám na mysli například podporu silniční dopravy na úkor ostatních. Je třeba se podívat na výkony každé jednotlivé dopravy, byť i tam je určitý otazník. Můžete namítnout, že kdybychom dávali více peněz do ostatních druhů dopravy, byly by jejich výkony určitě vyšší. Ovšem obecně jde spíše o diskusi hlavně mezi silniční a železniční dopravou. Je důležité zdůraznit ještě jednu podstatnou věc, která není v rozpočtu patrná, a sice že SŽDC jakožto investor na železnici je na rozdíl od ŘSD plátcem DPH. Takže, pokud se díváme na objem peněz, který jde na ŘSD, tak jej musíme snížit o dvacet procent. Je však patrné, že rozdíl mezi finančními objemy ŘSD a SŽDC se v posledních letech čím dál tím víc snižuje. Je to dáno zejména vazbou na evropské prostředky. To znamená, že Operační program Doprava má v podstatě 50 % na silniční a 50 % na železniční alokaci. Rozhodně se tedy nedá říct, že je železniční doprava na tom bita. Faktem ovšem je, že nové české projekty, jež mají sloužit


❚

4/2012

TÉMA ❚

jako náhrada za projekty financované z EU, jsou téměř výhradně na silniční síti. A to z toho důvodu, že rizikovost projektů na silnici je vyšší než na železnici. V čem tkví rizikovost silničních projektů? Silnice mají jednak obecně složitější proces přípravy projektů a hlavně staví na „zelené louce“, vykupují pozemky, majetkoprávní příprava je daleko složitější. Koneckonců se dá říci, že i vnímání silničních projektů je o něco problematičtější než železničních. I například z hlediska schvalování v Bruselu. Je tu větší i riziko, že Evropská komise některý projekt platit odmítne, nebo se akce časově „sklouzne“. Klasickým příkladem je D8, která je od začátku financována z Operačního programu Doprava, a dosud není jasné, kdy bude dostavěna. A Evropská komise může říci, dokud nebude jasné, kdy bude dostavěna, a tudíž nebude jasná její ekonomika, tak vám na ni peníze nedáme. A přiznejme si, že na silničních projektech se objevuje i vyšší chybovost z procesních hledisek – tedy například chyby při řízení stavby. Čím si to vysvětlujete? Je to dáno zejména zmíněnou komplikovaností přípravy. Železnice staví na vlastních pozemcích a jsou to vesměs modernizace tratí, takže i příprava je výrazně rychlejší. Naproti tomu ŘSD někdy začíná stavbu, aniž má vykoupeny všechny pozemky, a tudíž veškerá stavební povolení. Následně se při realizaci stavba ještě častokrát mění tak, jak se postupně získávají stavební povolení, a z toho vyplývají také procesní postupy při řízení stavby, které se někdy, byť to často není vina ŘSD, dostávají do rozporu nebo tu vznikají mnohdy neřešitelné problémy. Např. ve vztahu k zákonu o zadávání veřejných zakázek, kdy dochází ke změnám stavby až po zadání stavby zhotoviteli. A všechny tyto výdaje jsou nezpůsobilé k placení z evropských zdrojů. 4/2012

❚

TOPIC

Na kdy je plánováno dokončení železniční a dálniční sítě v ČR? Nyní jsou dány dva horizonty. Je to na základě evropských pravidel pro hlavní transevropskou síť (Core Network), kterou bychom měli dokončit do roku 2030, a doplňkovou (komplexní) síť (Comprehensive Network), která by měla být hotova do roku 2050. To platí jak pro silnice, tak pro železnice. Zda se podaří tyto plány splnit, je samozřejmě zejména otázkou peněz. Zatím není přesně stanoveno, jak bude hlavní síť vypadat, ale již nyní je v ní zahrnuta D1, kde je potřeba dokončit modernizaci, dále R52 – Brno–Mikulov–Vídeň, dokončení D1 na sever, dokončení Pražského okruhu (R1) a dálnice D11 (R11). Co se týká doplňkové sítě – sem patří kupříkladu R35, velmi významná z národního pohledu, která by si podle mého názoru zasloužila být zahrnuta v hlavní síti. O tom ovšem rozhoduje Evropská komise. Z pohledu EU však dvě paralelní dálnice – tedy D1 a R35 – asi nemají šanci být společně v hlavní síti. Evropská komise by nám v tom dalším operačním programu měla poskytnout peníze především na hlavní síť. Bohužel např. na dálničních stavbách nebudou tyto peníze postačovat na kompletní dokončení dálniční sítě. Jak vnímáte reálnost vybudování vysokorychlostní železnice v ČR? Podle mého názoru bychom se v blízké budoucnosti – tedy do roku 2020, což je konec dalšího operačního programu – měli snažit vyřešit vstupy do železničních uzlů, které by mohly následně sloužit i vysokorychlostním tratím. Už nyní máme obrovský problém při souběhu osobní a nákladní dopravy, kdy jsou vysoké požadavky na zkrácení taktu osobních vlaků. Nicméně ten krátký takt v podstatě znamená, že po většinu dne jsou uzly neprůjezdné pro nákladní dopravu.


5

TÉMA ❚

TOPIC

Současně bychom měli pokračovat v přípravě vysokorychlostních tratí. Vzhledem k tomu, jak dlouho se připravují např. dálniční stavby, tak u vysokorychlostních tratí to bude jistě podobné. Předpokládám, že reálný čas na přípravu projektu je zhruba sedm, osm let. Posouváme se tedy někam do roku 2020 na reálné zahájení výstavby několika delších úseků těchto tratí. Chtěl bych zdůraznit, že vysokorychlostní tratě se sice financovat z evropských zdrojů dají, ale je to něco za něco. Když budeme dávat peníze do vysokorychlostních tratí, tak je nemůžeme použít na konvenční tratě. Je to jeden balíček peněz a buď je dáme do jednoho typu projektu, nebo do druhého. Evropská unie nám investice do obou typů tratí současně nezaplatí. Bude se SFDI podílet i na financování vodních cest? Mám na mysli kupříkladu výstavbu plavebních stupňů Přelouč a Děčín. Nedomnívám se, že tak velké projekty jako Přelouč nebo Děčín, jsou realizovatelné z čistě národních zdrojů. Na to naše rozpočty v tento okamžik nemají. Nyní se dočerpávají peníze, které byly alokovány z evropských zdrojů na vnitrozemské vodní cesty, a bude otázkou, jak se podaří vyjednat evropskou podporu od roku 2014. Na Ředitelství vodních cest ČR nyní probíhají projektové práce: připravují se stavby tak, aby byly realizovatelné, pokud budou peníze od roku 2014. To, zda se peníze podaří vyjednat, nebo ne, nemůže státní fond ovlivnit. V té době by měl již fungovat nový operační program a program komunitární s názvem CEF (Connecting Europe Facility). Ten nabídne významné financování i pro vodní cesty. Tam, si myslím, je šance získat evropské peníze. Jak je to v současné době s revitalizací Baťova kanálu? To je projekt z pohledu Evropy určitě menšího významu. Bu6

de čistě záležet na tom, jak bude vypadat celková skladba rozpočtu. Pokud od roku 2014 budeme mít vázány národní prostředky čistě na evropské zdroje, myslím, že financování menších projektů bude poměrně problematické. Je však možné, že se podaří vyjednat peníze i na takovéto akce, ale velmi záleží na celkovém zaměření operačních programů v České republice. Pokud vláda řekne: prostředky dáme pouze na hlavní dopravní sítě – tak budeme mít relativně málo peněz právě na menší projekty. Pokud půjde do dopravy velký objem peněz, a v případě Baťova kanálu by to bylo právě i z Evropského fondu pro regionální rozvoj, tak by tam určitě šance byla. Koneckonců na Baťově kanálu už v minulosti probíhaly akce, které byly financovány právě z fondu pro regionální rozvoj přes tehdejší Operační program Infrastruktura. Stále hovoříme o nedostatečnosti financí v dopravním stavitelství. Jak se díváte v této souvislosti na využití PPP projektů jako možnosti financování? V tento okamžik probíhá realizace D3. Úsek Veselý–Bošilec bude financován z evropských peněz a stejně tak i Borek–Úsilné. Úsek Bošilec–Borek by se měl realizovat formou PPP jako v podstatě modelový příklad. Uvidíme, nakolik se to osvědčí, zejména v zadávací fázi. Musíme si uvědomit, že PPP nás samo o sobě nezachrání. Pokud bychom si říkali, že když nemáme peníze, půjdeme cestou PPP, tak je to podle mne příliš jednostranné vnímání složitosti reality. Spíše bychom měli PPP chápat jako ekonomicky výhodnější možnost v určitém případě. PPP totiž musí být primárně založeno na tom, že celý proces od zahájení až po odevzdání dálnice za nějakých 30, 35 let je ekonomičtější, než když to stát postaví například z dluhopisů a následně sám provozuje a udržuje. Finanční model PPP je v ČR postaven na tzv. platbách


❚

4/2012

TÉMA ❚

za dostupnost, jinými slovy, pokud je část dálnice uzavřena kvůli opravám, tak stát za ni neplatí. Takže soukromý subjekt musí dálnici postavit tak kvalitně, aby měl za dobu její životnosti minimum uzavírek. A tudíž se už i při samotné výstavbě předpokládá, že by tam měl být také lepší dohled nad samotnou výstavbou a při údržbě platí v podstatě totéž. Tento model by měl znamenat, že stát na tom ve výsledku ušetří. Pohovořme nyní o budoucnosti Státního fondu dopravní infrastruktury v souvislosti se státními penězi i s penězi z EU. Často se mluví o tom, že oba finanční zdroje budou stále nižší a nižší, až může dojít k jejich vyschnutí. Evropské peníze tedy, byť v menších objemech, jednoznačně do dopravy půjdou – minimálně do roku 2022. To znamená: finanční období do roku 2020, plus dočerpávání další dva roky. Státní fond je v tento okamžik implementační agenturou pro evropské peníze, to platí minimálně do roku 2015. Od roku 2014 poběží nové operační programy. Pevně věřím, že jsme se zatím osvědčili a budeme fungovat i pro ten další program. A to zejména odbornou kapacitou – ať se to týká rychlosti finančního proplácení evropských peněz, které zvládáme v řádu dní, nejrychleji z implementačních agentur v ČR, nebo např. naší kontrolní činnosti. Je tedy do značné míry na ministerstvu dopravy, aby řeklo, zda chce státní fond zachovat, nebo ne. Pro upřesnění – co se týká diskuse, ať už o rušení fondu dopravní infrastruktury nebo obecně fondů – primárně se to netýká rušení fondů, ale rušení agend. Pokud bychom zrušili fond a agendy zůstaly, tak pouze stejní lidé budou dělat totéž, ale pod hlavičkou jiného úřadu. Jediný efekt, který to bude mít, bude to, že se najme někdo, kdo převede jeden úřad pod druhý. Takže v tom nevidím žádný přínos. Nepředpokládám, že by agendy, které státní fond má, což jsou primárně evropské peníze, někdo v blízkém budoucnu rušil. Samozřejmě může se diskutovat o tom, jestli máme mít i příspěvkové programy, či zda by některé nešly kofinancovat z evropských zdrojů. Pokud by se ovšem zrušily, znamenalo by to pouze zrušení části činnosti státního fondu a logicky by se to mělo promítnout do jeho zmenšení. Domnívám se však, že příspěvkové programy jsou přínosné – jsou financovány z českých peněz, ne z evropských zdrojů. A v době, kdy nemáme peníze na velké stavby, obchvaty měst a obcí, se snažíme alespoň menšími investicemi dosáhnout zlepšení dopravy v postižených územích. Jedná se o cyklostezky, přechody pro chodce a podobně. Státní fond v posledním období poměrně razantně přitvrdil v kontrolách. Co vás k tomu vedlo? Jaké máte výsledky? Před rokem proběhl v ČR Evropský účetní dvůr (EÚD), který prováděl kontroly na některých našich stavbách. Tento audit jasně identifikoval, co se z pohledu Evropy nejeví jako vhodné řešení. Na základě toho jsme přejali tyto postupy do svých kontrol. Zatím jsme provedli velkou kontrolu železničních staveb prvního čtvrtletí, kdy vzniklo podezření na zhruba 360 mil. Kč výdajů, jež byly realizovány v rozporu s pravidly. V této době probíhá kontrola silničních staveb, která by měla být skončena v létě. Začali jsme také provádět velké kontroly na zakázkách na opravy a údržbu silnic. 4/2012

❚

TOPIC

Jak konkrétně kontroly fungují? Vezměme to na příkladu stavby s finanční podporou Evropské unie. Na ní je stále přítomen stavební dozor a také by tam měla být prováděna supervize. Kromě toho stavbu může kontrolovat Státní fond dopravní infrastruktury, který se zajímá o realizaci stavby, což znamená odvedené práce a změny během výstavby. Dále se na této činnosti podílí Ministerstvo dopravy ČR, jež provádí kontroly samotného výběru zhotovitele – a to dvěma na sobě nezávislými odbory: odborem fondů, a tedy řídicím orgánem operačního programu, a odborem auditu, pověřeným auditním subjektem (který nyní přechází na Ministerstvo financí ČR). Také může kontrolu provádět Ministerstvo financí ČR, teoreticky i Ministerstvo pro místní rozvoj ČR, pak Evropská komise, jakožto instituce poskytující fondy, Evropský účetní dvůr a Evropská investiční banka – jejíž peníze jsou na všech evropských projektech. Takže, když to sečteme, tak jedna stavba by mohla být kontrolována až devětkrát. Předpokládám, že zpřísnění kontrol povede k tomu, že v budoucnu bude na stavbách méně problémů. A již nyní je to znát. Sice se jednorázově zvýšila chybovost, ale je pravdou, že při samotné realizaci je o něco větší pořádek. Takže bychom se nyní mohli vyhnout tomu, že se nám nepodaří na některé evropské peníze dosáhnout právě z hlediska toho, že na stavbě byla nějaká pochybení. To není tak jednoduché. Existují dva stupně schvalování evropské dotace. První je samotné schválení projektů, kdy všechny projekty nad 50 mil. eur musí schvalovat přímo Brusel. Takže Brusel už na začátku může říci, že na to peníze dávat nechce a ani nemusí zdůvodňovat proč. První věcí je tedy získat primární schválení, druhou je v rámci proplácení přesvědčit všechny, že výdaje jsou v pořádku. Samozřejmě díky tomu, že je tady tolik kontrolních stupňů, tak by ty projekty v zásadě v pořádku být měly. Ale je tu jedno nebezpečí: veškeré kontrolní stupně, když nepočítáme stavební dozor a vyjmeme supervize, které částečně probíhají v průběhu stavby, jsou kontrolami ex post. Pokud tedy my (SFDI) přijdeme na kontrolu a řekneme, že je něco špatně, tak už se to nedá zhojit. Investor si z toho má vzít poučení, a na jiných stavbách to dělat lépe, ale samotný fakt, že něco odhalíme, znamená, že to potom již nemůžeme proplatit z EU. A je rozdíl v tom, kdo to pochybení zjistí. Pokud to bude státní fond nebo ministerstvo dopravy, tak se to řeší přes finanční úřady. Projekt se ale také může vyjmout z evropského financování. To ovšem neznamená, že chyba zmizela, musí se řešit, ale již mimo evropské financování, a tehdy nastupují ony zmíněné náhradní projekty. Avšak pokud pochybení zjistí až DG Regio (Generální ředitelství Evropské komise pro regionální politiku) nebo Evropský účetní dvůr, tak to může být z hlediska získání evropských peněz pozdě a znamenat jejich nevratnou ztrátu.

připravila Mgr. Ludmila Doudová novinářka e-mail: [email protected] tel.: 601 337 997 Fotografie: Ing. Tomáš Čoček, Ph.D. – zdroj: SFDI; ilustrační fota – zdroj: Ludmila Doudová


7

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E

❚

STRUCTURES

ZAVĚŠENÁ LÁVKA PŘES DÁLNICI D1 V BOHUMÍNĚ ❚ CABLE STAYED PEDESTRIAN BRIDGE ACROSS THE MOTORWAY D1 AT BOHUMIN

1

Lenka Zapletalová, Petr Mojzík, Jiří Stráský, Peter Pitoňák

Obr. 1

Lávka přes dálnici D1

Obr. 2

Podélný řez

❚

Fig. 2

❚

Fig. 1

Pedestrian bridge across the motorway D1

Elevation

Obr. 3

Příčný řez, a) mostem, b) mostovkou

Obr. 4

Mostovka

❚

Fig. 4

❚

Fig. 3

Cross section, a) bridge, b) deck

Deck

2

Zavěšená lávka pro pěší přemosťující dálnici D1 je popsána s ohledem na architektonické a konstrukční řešení, statickou a dynamickou analýzu a technologii výstavby. Most celkové délky 115,26 m má dvě pole, která jsou zavěšena na středním pylonu tvaru písmene V. Osa lávky je v půdorysném oblouku s poloměrem 220 m. Mostovka z vysokopevnostního betonu je tvořena středním páteřním nosníkem s nesymetrickými konzolami. Pylon je sestaven ze dvou ocelových komorových nosníků vyplněných betonem. Lávka tvoří integrální konstrukční systém,

3a

3b

u kterého je mostovka rámově spojená s pylonem a opěrami. ❚ A cable stayed pedestrian bridge across the D1 motorway is described in terms of the architectural and structural solution, static and dynamic analysis and technology of construction. The bridge of the total length of 115.26 m has two spans that are suspended on a central V shaped pylon. The bridge axis is in a plan curvature with a radius of 220 m. The deck from highstrength concrete is formed by a central spine girder with non-symmetrical cantilevers. The pylon is formed by two steel boxes that are filled with concrete. The bridge forms an integral structural system in which the deck is frame connected with the pylon and abutments.

8


❚

4/2012

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E 4

❚

STRUCTURES

V prosinci 2011 byla předána veřejnosti lávka, která v Bohumíně převádí pěší a cyklistickou dopravu přes dálnici D1, silnici I/67 a upravené koryto potoka Bajcůvky (obr. 1). Lávka celkové délky 115,26 m má dvě pole s rozpětími 54,94 + 58,29 m (obr. 2). Její osa je ve vrcholovém zakružovacím oblouku s poloměrem 500 m a ve výrazném půdorysném oblouku s poloměrem 220 m. Mostovka celkové šířky 7,6 m je tvořena páteřním nosníkem vystupujícím nad povrch komunikací a tvořícím přirozené rozhraní mezi částí pro pěší a cyklisty (obr. 3 a 4). Chodník šířky 2,25 m a cyklostezka šířky 3 m jsou vedeny po oboustranných konzolách. Aby nosník nebyl namáhán kroucením, je delší konzola vylehčena kazetou. Mostovka je zavěšena na středním pylonu tvaru písmene V prostřednictvím mnohonásobných závěsů semi-radiálního uspořádání. Pylon je ocelový, vyplněný betonem. Most tvoří integrální konstrukční systém, v kterém je mostovka rámově spojena s pylonem a vetknuta do krajních opěr. Protože v půdoryse konstrukce působí jako oblouk vetknutý do krajních opěr, vyvolávají objemové účinky změnu jeho vzepětí. Aby bylo namáhání pylonu co nejmenší, je pylon v příčném směru co nejštíhlejší (obr. 5). Snahou autorů projektu bylo navrhnout úspornou konstrukci jemných rozměrů odpovídajících lidskému měřítku, konstrukci, jejíž krása vychází ze statické funkce. Současně takřka bezúdržbovou konstrukci tvořenou robustním průřezem bez dutin, ložisek, kloubů a tlumičů vibrací. Štíhlou konstrukci, která nevyvolává u chodců nepříjemné pocity způsobené chvěním od pohybu chodců a větru. ❚

Obr. 5

Pylon

Obr. 6

Bednění kazet

Fig. 5

Obr. 7

Podhled mostu

Pylon

❚

Fig. 6 ❚

Fig. 7

Waffle formwork Bridge ceiling

7

5 6

4/2012

❚


9


❚

STRUCTURES

8

9

Obr. 8 Mostovka, kotvení závěsů a předpínací kabely ❚ Fig. 8 Deck, stays’ anchoring and prestressing tendons Obr. 9 Kotevní přípravek ❚ Fig. 9 Anchoring weldment Obr. 10 Příčný řez pylonem, a) v místě kotvení závěsů, b) typický ❚ Fig. 10 Pylon’s cross section, a) at stays’ anchors, b) typical Obr. 11 Kotvení závěsů v pylonu ❚ Fig. 11 Stays’ anchoring at the pylon Obr. 12 Vodorovné nadvýšení pylonu Fig. 12 Pylon’s horizontal camber Obr. 13 Krajní opěra abutment

❚

Fig. 13

❚

10a

End

10b

K O N S T R U K C E L ÁV K Y

Mostovka Mostovka je zhotovena z monolitického dodatečně předpjatého vysokopevnostního betonu C55/67-XF1. Zavěšení mostovky na ocelobetonový pylon je realizováno sedmnácti symetrickými páry lanových závěsů. Mostovka šířky 7,6 m je tvořena lichoběžníkovým páteřním nosníkem konstantní výšky 1 m, jenž vynáší konzolové desky pro pěší a pro cyklisty. V důsledku rozdílnosti šířkového uspořádání chodníku a cyklostezky jsou i délky vyložení rozdílné. Pro eliminaci účinků kroucení je delší vyložená deska cyklostezky na spodním povrchu vylehčena v pravidelném rastru 2 m velkoplošnými kazetami (obr. 6 a 7). Hloubka vylehčení je proměnná od 100 do 150 mm, vlastní tvar kazety je kombinací lichoběžníku a na něj navazujícího půlkruhu. Kotvení lanových závěsů k mostovce je zajištěno ocelovými kotevními pří10

12

pravky tvořenými svislými plechy kapkovitého tvaru, které jsou doplněny o vodorovné a svislé koncové plechy, které byly zabetonovány do páteřního nosníku (obr. 8 a 9). Přímka každého závěsu prochází rovinou styčníkového plechu, plechy jsou tudíž různoběžné s osou páteřního nosníku. Tvar každého styčníkového plechu je originální. Přípravky byly osazeny na čtyři šrouby umožňující jejich výškovou rektifikaci. Podélné předpětí je vyvozeno čtyřmi dvanáctilanovými kabely systému Skanska. Předpětí bylo vyvozeno až po zavěšení mostovky. Závěsy Nosná konstrukce je zavěšena prostřednictvím plně uzavřených lan systému Pfeifer s charakteristickou pevností 1 440 MPa a modulem pružnosti 160 GPa. Horní vidlicové koncovky lan kotvené ke styčníkovému plechu pylonu jsou pevné, spodní kotvené v kotevním přípravku zabetonovaném v páteř-

ním nosníku jsou rektifikovatelné. Prvních sedm párů závěsů u pylonu je z lan PV 115 (průměr 35 mm), zbylých deset párů pak z lan PV 150 (průměr 40 mm). Pylon Ocelobetonový pylon tvaru písmene V má výšku 25,4 m a je tvořen dvojicí ocelových komůrkových průřezů 600 x 800 mm vyplněných betonem, ve spodní a horní části spojených ocelovou stěnou tloušťky 80 mm (obr. 10). Pylon je rámově spojený s mostovkou. V horní části jsou komory zkráceny na 315 mm a spojující stěna jimi prochází. Na tuto stěnu je navařeno pod rozdílným úhlem šest kotevních plechů závěsů. Úhel, pod kterým jsou plechy přivařeny, je dán půdorysným zakřivením konstrukce. Kotevní vidlice závěsů jsou chráněny krycím plechem navazujícím na tvar typického průřezu (obr. 11). Předpínací výztuž prochází komorami pylonu v ocelových trubkách, betonářská výztuž je napojena na pylon


❚

4/2012


11

STRUCTURES

13

prostřednictvím mechanických šroubovaných spojek, přenos smykového napětí je zajištěn smykovými trny přivařenými k plechům pylonu. Ocelová kapotáž zajišťuje zachování vnějších hran páteřního nosníku i v místě styku mostovky s pylonem. Pylon musel být zhotoven s příčným nadvýšením 527 mm v jeho hlavě (obr. 12), neboť zavěšení půdorysně zakřivené mostovky způsobuje jeho příčnou deformaci. Spodní, více namáhaná část, je vyrobena z konstrukční oceli S460, horní pak z oceli S355. Injektáž betonem C30/37-XF1 probíhala s ohledem na velké příčné deformace pylonu při napínání závěsů až po zavěšení a předepnutí mostovky. Založení a spodní stavba Most je založen na velkoprůměrových pilotách průměru 900 mm, které jsou vetknuty do předkvartérního podloží, tvořeného neogenním jílem až jílovcem s vysokou plasticitou. 4/2012

❚

❚

Spodní stavbu tvoří krajní opěry integrované s nosnou konstrukcí a dvoustupňový základový blok pylonu. Opěry jsou tvořeny základem, závěrnou zídkou a dominující střední stěnou šířky 800 mm, jež vybíhá přes okraj základu směrem k pylonu a podepírá páteřní nosník mostovky, s kterým je monoliticky spojena (obr. 13). Tato stěna je vylehčena otvorem eliptického tvaru. Vetknutí pylonu do základového bloku je realizováno prostřednictvím kotevního přípravku tvořeného dvanácti šrouby M100, který je zabetonován do spodního základového bloku. Horní pohledová část základu vystupující nad terén má v půdorysu kruhový tvar průměru 3,6 m.

vých parapetech vynechán. Zábradlí na cyklostezce je dvoumadlové výšky 1,4 m nad přilehlým povrchem vozovky, v části pro pěší pak jednomadlové výšky 1,1 m nad římsovým parapetem. Výplň ocelových rámů mezi svislými zábradelními sloupky osazenými v rastru 2 m je z tahokovu. Zábradlí na mostě je ukončeno železobetonovými zídkami obdélníkového tvaru. Prostor lávky je osvětlen LED diodovými pásky umístěnými v madle zábradlí. Pylon je nasvětlen čtveřicí reflektorových svítidel situovaných na římsách. V čelech páteřního nosníku je dvojice orientačních LED diodových světel. Bohužel vandalové zničili osvětlení ihned po otevření. S TAV B A L ÁV K Y

Příslušenství Povrch lávky je pokryt přímopochozí hydroizolační stěrkou šedé barvy, přičemž finální posyp křemenným pískem je na páteřním nosníku a římso-


Po provedení pilot a spodní stavby byl osazen pylon. Ten byl již ve výrobně svařen do jednoho montážního celku a takto byl dopraven na stavbu. Zde byl osazen s velmi vysokou přesností, již 11


❚

STRUCTURES

14

15a

15b

15c

15d

15e

16a

16b

12

vyžadoval projekt nad rámec prováděcích norem, a to z důvodu vysoké citlivosti koncovek lan na vstřícnost styčníkových plechů. Mostovku nebylo možné vybetonovat a následně zavěsit v jednom pracovním taktu. Při jejím zmonolitnění s krajními opěrami by při zavěšování půdorysně zakřivené konstrukce byla do páteřního nosníku vnášena vysoká napětí od kroucení výrazně překračujících dovolená namáhání (obr. 14). Betonáž tedy probíhala po etapách, kdy v první fázi byla vybetonována střední část mostovky délky 88 m (2 x 44 m na obě strany od pylonu) (obr. 15a). Betonáž této etapy probíhala na kombinované pevné skruži složené z Doka věží doplněných MTP podpěrami situovanými v ose páteřního nosníku v rastru po 4 m a dvojicí MTP podpěr situovaných na konci obou vahadel. Po betonáži a dosažení předepsané pevnosti betonu byla Doka skruž odstraněna, neboť by bránila volné deformaci mostovky při zavěšování. Konstrukce byla od tohoto okamžiku podepírána již pouze MTP podpěrami (obr. 15b, 16a a 17). Uložení muselo umožnit pohyby konstrukce v příčném a podélném směru a zároveň dovolit její volné pootáčení. Zhlaví MTP podpěr bylo proto opatřeno kluznými modulárními ložisky, jejichž horní povrch byl namazán silikonovým mazivem. Pro zajištění stability vahadel byly na krajní dvojice podpěr osazeny ocelové příčníky HEA 1000, které byly prostřednictvím Schwupp tyčí spřaženy s průřezem mostovky (obr. 16b). Tyto dvojice koncových MTP podpěr byly při zavěšování mostovky v několika přesně definovaných krocích výstavby výškově rektifikovány tak, aby se uvolnilo napětí, které bylo do mostovky vneseno jejím postupným zkrucováním vyvolaným napínáním závěsů. Všechna tato nadvýšení byla navržena s cílem eliminovat deformace nosné konstrukce (NK) při zavěšování. Před betonáží této etapy musely být rovněž s vysokou přesností předepsanou projektem osazeny kotevní přípravky závěsů. Vzhledem k jejich vysoké hmotnosti bylo nutné jejich uchycení pomocí závitových tyčí M20 přes bednění k nosným prvkům skruže za současného použití matic a spojek umožňujících rektifikaci polohy. Betonáž první etapy NK byla prováděna s nadvýšením, jež sestávalo ze BETON • technologie • konstrukce • sanace

❚

4/2012


❚

STRUCTURES

18

19

tří složek: nadvýšení výškové, nadvýšení vyvolané deformací v horizontální rovině a předtočení mostovky. Všechna nadvýšení byla navržena s cílem eliminovat deformace NK při zavěšování. Samotná montáž závěsů probíhala od středu mostu k jeho koncům, střídavě po dvou závěsech na levé a pravé straně lávky (obr. 15b, 15c a 18). Napínání závěsů bylo možné pouze za podmínky, že rozdíl teplot mezi osluněnými a neosluněnými částmi Obr. 14 Krouticí momenty, 1 – mostovka betonovaná najednou, 2 – mostovka betonovaná podle projektu ve dvou krocích ❚ Fig. 14 Torsional moments, 1 – deck cast at one step, 2 – deck cast according to design at two steps

konstrukce nepřekročí hodnoty předepsané v projektu. Vzhledem k montáži v červencovém termínu a teplotám převyšujícím 30 ºC bylo nutné montážní práce provádět především v nočních hodinách. Napětí v závěsech bylo projektanty pečlivě monitorováno měřením poměrného protažení koncových tyčí závěsů (obr. 19). Následnými kroky výstavby bylo dobetonování krajních úseků mostovky (obr. 15d), předepnutí nosné konstruk-

ce kabely podélného předpětí, rektifikace lanových závěsů na základě geodetického zaměření a měření sil v závěsech (obr. 15e). Posledním krokem byla betonáž výplně pylonu. Beton byl vytlačován od základu vzhůru. S TAT I C K Á A D Y N A M I C K Á A N A LÝ Z A

Konstrukce mostu byla analyzována programovým systémem ESA. Mostovka, pylon, závěsy a piloty byly mo-

20

Obr. 15 Postup stavby ❚ Fig. 15 Construction sequences Obr. 16 Podepření mostovky, a) po celé délce, b) na koncích betonovaného úseku ❚ Fig. 16 Deck supports, a) along the whole length, b) at the ends of the cast section Obr. 17 Podepření mostovky Fig. 17 Deck supports

❚

Obr. 18 Zavěšení mostovky ❚ Fig. 18 Suspending of the deck Obr. 19 Kontrola sil v závěsech ❚ Fig. 19 Checking of stays’ forces Obr. 20 Výpočtový model ❚ Fig. 20 Calculation model

4/2012

❚


13


❚

STRUCTURES Obr. 21 Zatížení kabely a závěsy, a průběhy momentů, Mp+z – moment od předpětí a sil v závěsech, Mg – moment od zatížení stálého ❚ Fig. 21 Tendons’ and stays’ loading, and bending moments diagrams, Mp+z – moment due to prestress and stays’ forces, Mg – moment due to dead load Obr. 22 První vlastní ohybové frekvence: a) fo(1) = 1,358 Hz, b) fo(2) = 2,06 Hz ❚ Fig. 22 First natural bending frequencies: a) fo(1) = 1,358 Hz, b) fo(2) = 2,06 Hz Obr. 23 Lávka přes dálnici D1 ❚ Fig. 23 Pedestrian Bridge across the Motorway D1 Obr. 24 Lávka přes dálnici D1 ❚ Fig. 24 Pedestrian Bridge across the Motorway D1

21 22a

22b

Tab. 1 Porovnání teoretických a naměřených vlastních frekvencí ❚ Tab. 1 Comparison of theoretical and measured natural frequencies

Tvar kmitání ohybový ohybový kroutivý 23

14

Teoretická frekvence [Hz] 1,42 2,199 3,305

Změřená frekvence [Hz] 1,6 2,25 3,55

delovány pruty, koncové opěry včetně střední stěny deskostěnou (obr. 20). Pružné vetknutí pilot do zeminy bylo vystiženo pružinami. Vysoká hladina napětí v závěsech umožnila lineární analýzu konstrukce a superpozici výsledků řešení [1]. Síly v závěsech a průběh kabelů byly navrženy tak, aby radiální síly od kabelů spolu se závěsy vyrovnávaly účinky zatížení stálého, to znamená, že velikost a průběh momentů od obou zatížení byl stejný, ale opačného znaménka (obr. 21). Proto je mostovka od stálých zatížení namáhána převážně centrickým tlakem, konstrukce je tedy tvarově stálá a přerozdělení vnitřních sil v čase je minimální. Stejný výpočtový model sloužil pro následnou analýzu účinků nahodilého zatížení, větru a teplotních změn. Důležitá byla také dynamická analýza konstrukce. S ohledem na skutečnost, že frekvence prvních vlastních ohybových tvarů jsou v rozsahu frekvence lidských kroků (obr. 22),


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

24

byla konstrukce postupem uvedeným v [2] posouzena na vybuzené kmitání. Maximální amplituda kmitání max u = 0,53 mm, maximální rychlost kmitání max v = 0,005 m/s a maximální zrychlení amax = 0,26 m/s2. Toto zrychlení je menší než přípustné zrychlení alim = 0,596 m/s2. Statické předpoklady a kvalita provedení byly ověřeny statickou a dynamickou zatěžovací zkouškou [3]. Při dynamické zkoušce byly nejdříve ověřeny vlastní tvary a frekvence kmitání (tab. 1). Dále byla konstrukce buzena náhodným a synchronizovaným přechodem chodců a přejezdem vozidla rychlosti 5, 10 a 15 km/h. Při buzení synchronizovanou dvojicí chodců bylo naměřeno maximální zrychlení amax = 0,018 m/s2. Konstrukce lávky se před i po dynamickém zatěžování chovala pružně a nebyly odhaleny závady či poruchy globálního anebo lokálního charakteru. Konstrukce je velmi tuhá a uživatelé nemají nepříjemný pocit, když stojí anebo jdou po lávce. 4/2012

❚

Z ÁV Ě R

Výstavba lávky byla zahájena v červnu 2008, po vybudování spodní stavby však musela být na jaře roku 2009 pro nedostatek finančních prostředků přerušena. Stavba byla opět obnovena na jaře 2010. Lávka byla předána veřejnosti v prosinci 2011 (obr. 23 a 24). Architektonické a konstrukční řešení

Stráský, Hustý a partneři, s. r. o.

Projektová dokumentace Stráský, Hustý a partneři, s. r. o. (všechny stupně) Skanska a. s., divize Zhotovitel Silniční stavitelství, závod Mosty Realizace červen 2008 až prosinec 2011

Literatura: [1] Strasky J.: Stress Ribbon and CableSupported Pedestrian Bridges. ISBN: 0 7277 3282 X. Thomas Telford Publ., London 2005, 2nd edition 2011 [2] Stráský J., Nečas R., Koláček J.: Dynamická odezva betonových lávek, Beton TKS 4/2009, ISSN: 1213-3116 [3] Inset, s. r. o.: Dálnice D47, stavba 47092 Bohumín–státní hranice ČR-PR: Statické zatěžovací zkoušky mostů, Zpráva o dynamické zatěžovací zkoušce lávky SO 221, Ostrava 2011

Ing. Lenka Zapletalová Ing. Petr Mojzík Prof. Ing. Jiří Stráský, DSc.

Při návrhu mostu byly využity výsledky řešení projektu Ministerstva průmyslu a obchodu

všichni: Stráský, Hustý a partneři, s. r. o.

„Impuls“ FI – IM5/128 Progresivní konstrukce z vysokohodnotného betonu. Příspěvek byl

Ing. Peter Pitoňák

vypracován v rámci výzkumného záměru MSM

Skanska, a. s.

0021630519 „Progresivní spolehlivé a trvanlivé

divize Silniční stavitelství, závod Mosty

nosné stavební konstrukce“.


15


❚

STRUCTURES

TYRŠŮV MOST PŘES ŘEKU BEČVU V PŘEROVĚ ❚ TYRŠ BRIDGE OVER THE BEČVA RIVER IN PŘEROV Milan Komínek, Ladislav Dvořák, Tomáš Nosek, Alena Šrámková, Tomáš Koumar, Lukáš Ehl, Martin Šálek

1

Tyršův most v Přerově přes řeku Bečvu byl vybudován na místě, kde stával betonový třípolový klenbový silniční most, který byl zničen na konci II. světové války. Konstrukci nového třípolového mostu tvoří železobetonové spojité nosníky, ve spodní konstrukci jsou částečně využity prvky původní konstrukce. Přes mostovku přechází chodník pro pěší, cyklistická stezka a jednosměrná vozovka pro automobilový provoz. Na mostě je umístěno několik moderních vytvarných děl. Rekonstrukce mostu zahrnovala i opravu obou opěr a přilehlých nábřežních zdí na obou březích řeky. ❚ Tyrš Bridge across the river Bečva in Přerov was built in the place of the former road bridge, which was destroyed at the end of World War II. The superstructure of the new bridge is made of continuous reinforced concrete beams it’s with three spans. Substructure is made of reinforced concrete and partially uses the original bridge substructure. There are pedestrian walkways, cycle route and one-way traffic lane for cars situated on the bridge. The bridge is equipped with several works of art. The reconstruction of the bridge also included both foregrounds of the bridge and

2

embankment walls.

Tyršův most v Přerově přes řeku Bečvu (obr. 1) byl vybudován na místě, kde nejpozději od pozdního středověku stávaly mosty různých provedení, které byly mnohokráte obnovovány a opravovány. Poslední silniční most, který na místě stál, byl betonový třípolový klenbový most, který byl v roce 1945 zničen ustupujícími německými vojsky. Na místě bylo později postaveno dřevěné provizorium a posléze, v sedmdesátých létech minulého století, zde byla zřízena ocelová lávka pro pěší. V roce 2004 vypsalo město Přerov architektonicko-urbanistickou a konstrukčně-technickou soutěž na návrh nového Tyršova mostu. Nový most je navržen jako společenská část pěší cesty středem města. Most nepředstírá, že by byl rekonstrukcí starého stavu, pouze přenáší některé vlastnosti původního předválečného mostu. Je ke středu vzepjatý, je stejně třípolový, s částečným využitím založení vnitřních pilířů a těl krajních opěr a je výtvarně dořešen (obr. 2). Je soudobý svojí 16

koncepcí, jeho sochařská výzdoba mu pomáhá „zadatovat“ ho do dnešní doby. Vlastní konstrukce mostu je železobetonová, zábradlí je kovové pod černý nátěr. Hrany betonu jsou kamenicky opracované, sochy betonové a bronzové, sokly, stejně jako lavičky, jsou betonové s hladkým povrchem. Most má na krajích chodníky pro pěší a uprostřed dva komunikační pruhy, z nichž jeden slouží jako cyklostezka a druhý je určen pro jednosměrný provoz automobilů směrem z centra města. V mimořádných případech lze uvažovat s provozem obousměrným. Vydláždění celého povrchu je navrženo z kamenných kostek tak, aby navazovalo na zadláždění předpolí. Organizace uživatelů mostu (pěší, cyklisté, auta) je vyznačena pouze změnou formátu nebo barvy jednotlivých dlažebních prvků, trasa automobilů je vyznačena plasticky. Průběžné osvětlení je nainstalováno v madle zábradlí a osvětlení soch se uvažuje lokálně. Dominantu cesty přes


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

3 Obr. 1 Tyršův most v Přerově přes řeku Bečvu ❚ Fig. 1 Tyrš bridge over the Bečva river in Přerov Obr. 2 Vizualizace detailu mostu se sochou zubra ❚ Fig. 2 Detail of the bridge with a statue of European bison Obr. 3 Příčný řez mostem ❚ Fig. 3 Cross section of the bridge Obr. 4 Podélný řez mostem ❚ Fig. 4 Longitudinal section of the bridge Obr. 5 Příprava výztuže trámů a desky ❚ Fig. 5 Bar setting of beams and a deck Obr. 6 Pohled na nosnou konstrukci na skruži ❚ Fig. 6 View of the superstructure on the scaffolding

4

most tvoří, pro město Přerov symbolická, socha zubra osazená před vstupem do starého města a ostatní symboly, plastika ptáka a skupina stromů, dokumentující dnešek ve své úctě k přírodě. Dále jsou na předpolí umístěny dva tzv. Tyršovy sloupy, z nichž jeden je původní, repasovaný a druhý, dříve zničený, je jeho replikou. Předmostí jsou na obou stranách přizpůsobena novému propojení. Na severním předpolí je nově upravena niveleta nábřežní zdi, která nyní sleduje přirozený tvar terénu, a je nově v kameni zadlážděn celý prostor před sokolovnou. Na jižním předpolí je nepatrně upraven tvar nábřežní zdi a je nově v kameni zadlážděna část nábřežního chodníku mezi schodišti vedoucími k Bečvě. NOSNÁ KONSTRUKCE MOSTU

Nosnou konstrukci mostu tvoří železobetonový spojitý trámový nosník o třech polích o rozpětích 23,35 + 27,79 5

4/2012

❚

+ 23,35 m. Most je šikmý, šikmost činí 85°. Volná šířka na mostě je 11,6 m, šířka mostu je 12,5 m (obr. 3 a 4). V příčném řezu má most šest podélných nosníků, z nichž oba krajní mají atypický tvar, daný architektonickými požadavky – v horní části mají průběžný kamenný obklad. Ostatní čtyři nosníky mají tvar jednoduchý, obdélníkový. Nad podporami je konstrukce vybavena příčníky, pod nimiž jsou pod každým nosníkem umístěna elastomerová ložiska. Deska nosné konstrukce je v horní ploše zalomena dle příčných sklonů komunikace, aby bylo možno se vyhnout vyrovnávacím betonům. Příčné sklony povrchu zároveň slouží k odvedení srážkové vody do odvodňovačů. Povrch mostu tvoří žulové dlažební kostky. Na mostě jsou osazeny atypické kamenné obrubníky. Zábradlí je ocelové, vyrobené z tenkostěnných profilů. Na jedné straně mostu je v madle osvětlení. Výplň zábradlí je z ocelových nerezových lanek. 6


17


❚

STRUCTURES

7

8

V prostorech mezi podélnými nosníky je prostor pro odvodňovací potrubí a inženýrské sítě – vodovodní potrubí, NTL plynovod, kabelovou televizi a veřejné osvětlení. S P O D N Í S TAV B A M O S T U

Spodní stavba se skládá ze dvou pilířů a dvou opěr zapuštěných v nábřežních zdech. Pilíře jsou založeny na původních částech základů. Stávající dříky pilířů byly ubourány. Ponechané zdivo původních základů bylo provrtáno vrty pro soustavu mikropilot, jejichž hlavice zasahují do nového základu pilířů. Šířka pilířů je 1,4 m, délka cca 12,6 m, výška 8,2 m od úložné spáry nového základu po úroveň úložných prahů. Na úložných prazích jsou vybetonovány úložné bloky pro umístění elastomerových ložisek. Svislé hrany pilířů jsou obloženy kamenem. Opěry jsou vybudovány obdobně jako pilíře. Na ubourané části zdiva původních opěr je vybetonována nová část opěry s úložnými prahy a závěrnými zdmi. I u opěr je původní část spodní stavby provrtána vrty pro vložení mikropilot, které jsou ukončeny v nové části opěry. V závěrné zdi jsou vynechány prostupy pro odvodnění mostu a inženýrské sítě. Nosná konstrukce na opěrách je uložena rovněž na elastomerových ložiskách.

9a 9b

V Y B AV E N Í M O S T U

Horní plocha nosné konstrukce je opatřena hydroizolací, která se skládá z pečetící vrstvy a asfaltových izolačních pásů. Ochranu izolačního systému tvoří vrstva litého asfaltu o tloušťce 40 mm. Ložiska jsou elastomerová, opatřená vodícími konstrukcemi a kotvením. Ložiska pevná v podélném směru jsou uložena na pilíři č. 1. Na každé podpoře je umístěno jedno ložisko s úpravou pro zabránění pohybu v příčném směru na osu mostu. Mostní závěry jsou povrchové, lamelové. Most je vybaven zařízením na ochranu před bludnými proudy.

9c

V Ý S TAV B A M O S T U

Výstavba mostu byla zahájena demontáží původní ocelové lávky pro pěší, spočívající na původních pilířích. Demontáž byla provedena jeřáby. Následovalo provedení ochranných štětovnicových jímek kolem pilířů a opěr a zřízení sjezdů k těmto objektům. Dále bylo ubouráno původní zdivo obou pilířů, vyvrtány mikropiloty a vybetonovány dříky pilířů, včetně úložných prahů a bloků. Obdobně se postupovalo u opěr. 18


❚

4/2012

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E Obr. 7 Nosná konstrukce po odskružení ❚ Fig. 7 Superstructure after scaffolding removal Obr. 8 Stavební úpravy komunikací na obou předpolích mostu ❚ Fig. 8 Carriageway surfacing on the both forefronts of the bridge Obr. 9 Nový Tyršův mostpřes řeku Bečvu byl předán do užívání občanům a návštěvníkům Přerova v květnu 2012 ❚ Fig. 9 New Tyrš bridge was opened for usage of citizens and visitors of Přerov in May 2012

Investor Projektant Autorka výtvarné výzdoby Dodavatel Spoluautoři soutěžního návrhu Realizace 9d

Statutární město Přerov sdružení firem Cityplan, spol. s r. o., a Šrámková architekti, s. r. o. Ivana Šrámková Skanska, a. s. Ing. Václav Jandáček a Ing. Antonín Žižkovský podzim 2010 až květen 2012

❚

STRUCTURES

Po vybudování spodní stavby byla osazena skruž pro bednění nosné konstrukce, připravena výztuž nosníků a desky (obr. 5) a pak byla vcelku, v jednom záběru, vybetonována nosná konstrukce (obr. 6). Ú P R AVA P Ř E D P O L Í M O S T U

Se stavbou Tyršova mostu souvisejí i stavební úpravy komunikací na obou předpolích mostu (obr. 8). Niveleta komunikací na předpolích mostu musela být zvýšena na úroveň nivelety mostu a na poměrně krátkých úsecích snížena zpět na úroveň stávajících komunikací. Na severním předpolí to vyvolalo i určitou změnu vedení nábřežní komunikace – Nábřeží Dr. Edvarda Beneše. Úpravy směrového vedení a nivelety na nábřežích spolu se stavem stávajících nábřežních zdí byly důvodem pro jejich rozsáhlou rekonstrukci. Rekonstrukce zahrnuje zesílení základů zdí vybetonováním rozpěrných železobetonových žeber, která se opírají o ponechanou štětovnicovou stěnu. Dále je upraven půdorysný tvar a zvyšuje se koruna nábřežních zdí. Na severním nábřeží, kde zvýšení oproti stávající koruně přesahuje 2 m, je dobetonovaná část dříku kotvena předpjatými zemními kotvami. Z hlediska organizace dopravy byl kladen důraz na preferenci pěší a cyklistické dopravy před dopravou automobilovou. Toho se dosáhlo zvýšením křižovatkových ploch na obou předpolích mostu na výškovou úroveň pěších komunikací a rovněž snížením maximální dovolené rychlosti. Zpevněné plochy na obou předpolích jsou navrženy převážně z kamenné dlažby. Z ÁV Ě R

Nový Tyršův most přes řeku Bečvu byl předán do užívání občanům a návštěvníkům Přerova v květnu 2012 (obr. 9). Fotografie: obr. 2 a 7 archív atelieru Šrámková architekti

Ing. Milan Komínek tel: 603 261 796, e-mail: [email protected] Ing. Ladislav Dvořák tel.: 724 668 910, e-mail: [email protected] Ing. Tomáš Nosek tel.: 604 578 743, e-mail: [email protected] všichni: Cityplan, spol. s r. o. Jindřišská 17, 110 00 Praha 1

Prof. Ing. akad. Arch. Alena Šrámková Ing. arch. Tomáš Koumar Ing. arch. Lukáš Ehl všichni: Šrámková architekti, s. r. o. Na Šafránce 25, 101 00 Praha 10 tel.: 271 730 312, e-mail: [email protected] Ing. Martin Šálek Skanska, a. s., Bohunická 133/50, 619 00 Brno tel.: 737 257 263, e-mail: [email protected]

4/2012

❚


19


❚

STRUCTURES

MOSTY Z PŘEDPJATÉHO BETONU NA VYSOKORYCHLOSTNÍCH ŽELEZNIČNÍCH TRATÍCH V NĚMECKU ❚ PRESTRESSED CONCRETE BRIDGES ON HIGHSPEED RAILWAY TRACKS IN GERMANY Karel Dahinter Historický úvod železnic včetně vysokorychlostních. Vývoj koncepce projektů a realizace mostů z předpjatého betonu pro vysokorychlostní železniční tratě v Německu. Původní směrnice předpokládaly pouze prosté nosníky, následně byly doplněny a povoleny i spojité konstrukce. Další vývoj vedl ke změně stanoviska na obnovu mostů a k vydání nových směrnic v roce 2008. Jsou uvedeny příklady realizovaných významných mostů z předpjatého betonu všech etap, včetně posledního vývoje, mostů integrálních a semi-integrálních. Závěry obecné i z hlediska současné technologie předpjatého betonu a požadavků pro železniční mosty. ❚ The acticle presents historical introduction to railways including highspeed ones and development of the design conceptions and realizations of prestressed concrete bridges for highspeed railway tracks in Germany. The original recommendations assumed simple beams, successively were also permitted continuous structures. Further development led to the change of the renovation statement for renovating bridges and to at new edition of these regulations in the year 2008. Important bridges of all these stages are mentioned, including the last development, integral- and semi-integral bridges. General conclusions as well as from the point of the view of the present-day prestressed concrete technology and requirements for railway bridges.

Dějiny železnic od samého začátku, památné jízdy Stephensonovy lokomotivy „Rocket“ v roce 1829, kdy dosáhla tehdy udivující rychlosti 50 km/h, se vyznačují stálou snahou o zvyšování rychlosti. S rozvíjející se technikou

1a

dosahovaly vlaky s parními lokomotivami již na počátku 20. století rychlostí 160 km/h a v roce 1938 anglická lokomotiva „Mallart“ rekordu 202,9 km/h. Kromě parních vstoupily do hry ve 20. století i lokomotivy elektrické Siemens, které dosáhly v roce 1903 rychlosti 210 km/h a v roce 1931 rychlosti 230 km/h, u stroje s tlačnou vrtulí. Po druhé světové válce soutěž pokračovala ve Francii v letech 1955 až 1990, s rekordy 331 km/h až 515,3 km/h. Tyto výkony byly však ojedinělé, po speciální přípravě. Cílem železničních správ však musí být zavedení co nejvyšší, ale spolehlivě dosažitelné rychlosti vlakových souprav v denním provozu. Průkopníkem se staly Japonské státní dráhy, které při příležitosti Letních olympijských her v Tokiu v roce 1964 zahájily provoz vysokorychlostními soupravami „Šinkanzen“ na nově vybudované železniční trati mezi Tokiem a Ósakou, délky 515 km. Následovala výstavba vysokorychlostních tratí v dalších zemích, nejdříve ve Francii „TGV“, v provozu od 80. let, později v Německu, Španělsku, Itálii, Koreji a v současné době zcela mimořádným tempem v Číně. Účel a tudíž i parametry těchto tratí se v různých zemích liší; ve Francii jsou pouze pro osobní dopravu, se sklonem do 35 ‰ a s minimalizací umělých staveb. V Německu jsou určeny pro osobní dopravu během dne, s rychlostí 250 km/h a vyšší, pro nákladní dopravu v noci, s rychlostí 160 km/h. Povolené stoupá-

ní je pouze 12 ‰ a tratě jsou ve velké části vedeny na mostech a v tunelech. Při výstavbě vysokorychlostních tratí bylo nutno řešit řadu nových otázek souvisejících s bezpečností pohybu vysokorychlostních souprav a tomu odpovídajícímu kolejovému svršku a jeho uložení. V případě pochybností o zemním tělese přibývá estakádních mostů, v Japonsku pak i v hustě obydlených oblastech, kde vytvářejí druhé i třetí infrastrukturní úrovně. V dalším bude přiblížen postup přípravy, projektování a realizace mostů pro rychlostní tratě v Německu s uvedením některých významných reprezentantů. Původní směrnice předpokládaly pouze prosté nosníky pro možnost rychlé výměny nosné konstrukce. Následně byly doplněny a povoleny i spojité, staticky neurčité konstrukce. Další vývoj vedl ke zřízení poradního sboru pro mosty u německých drah v roce 2007, ke změně stanoviska na obnovu mostů a k vydání nových směrnic v roce 2008. Ty umožnily i výstavbu mostů integrálních a semi-integrálních. MOSTY S PROSTÝMI NOSNÍKY

V roce 1980 byla v Německu, na objednávku Německých spolkových drah, dokončena první verze „rámcových směrnic“ pro přípravu mostů pro vysokorychlostní tratě. Pro tyto mosty byly uvažovány nosné konstrukce ocelové i ocelobetonové spřažené, ale nakonec převážil předpjatý beton, především z cenových ale i dalších důvodů.

1b

20


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

Obr. 1 a) Základní dispozice mostů z prostých nosníků včetně pilířů, s pracovními plošinami, b) vzorový příčný řez pro základní rozpětí l = 44 m ❚ Fig. 1 a) Basic disposition of bridges with simple beams including piers, with working platforms, b) standard cross section for the basic span l = 44 m Obr. 2 Uspořádání krajní opěry mostů včetně příjezdu ❚ Fig. 2 Disposition of the bridge abutment including access road Obr. 3 Most přes údolí Fuldy u Morschen (1985), a) pohled na přemostění řeky, b) podélná dispozice ❚ Fig. 3 Bridge over the Fulda valley at Morschen (1985), a) view of the river crossing, b) elevation

2

3a

3b

4/2012

❚


21


❚

STRUCTURES Obr. 4 Uspořádání pilíře u spojité nosné konstrukce mostu ❚ Fig. 4 Disposition of the pier at the continous superstructure Obr. 5 Most přes Mohan u Gemünden (1987), a) pohled na přemostění řeky, b) podélná dispozice ❚ Fig. 5 Bridge over the Main river at Gemünden (1987), a) view of the river crossing, b) elevation Obr. 6 Most přes Mohan u Veitshöchheim (1987), a) pohled na přemostění řeky, b) podélná disposice ❚ Fig. 6 Bridge over the Main river at Veitshöchheim (1987), a) view of the river crossing, b) elevation

4

Směrnice obsahovaly: • přehledné celkové výkresy s popi-

sem jednotlivých částí a jejich funkcí; • konstrukční výkresy specifikující jed-

notlivé části a sloužící jako podklad projektů; • vzorové výkresy jednotlivých typizovaných prvků: - římsy, odvodnění, vedení inženýrských sítí, uzemnění, přístupy k jednotlivým částem, - opatření pro výměnu ložisek a obnovu nosných konstrukcí, např. výsuvem apod. • detailní vzorové výkresy: - kotvení říms, přenos podélných sil do opěr apod. Podle původních předpokladů měla být většina údolních mostů z prostých nosníků. Argumenty se opíraly o jednoduché konstrukční řešení, vhodné až do výšky 35 m pro nejběžnější rozpětí 44 m, o vyloučení nepříznivých účinků nerovnoměrného sedání a především o možnost rychlé výměny nosné konstrukce při obnově mostu. Byly vypracovány vzorové výkresy pro mosty komorové s rozpětím 25, 44 a 58 m, se stěnami skloněnými pod úhlem 15° a spodní deskou šířky 5,5 m (obr. 1). 22

Spodní stavba byla navržena tak, aby byl možný příjezd ke krajním opěrám, vjezd do nich a průjezd celou nosnou konstrukcí. Pilíře jsou duté s vnitřním schodištěm s výstupem k ložiskům, jejich šířka musí umožnit osazení čtyř ložisek a tloušťka stěn je 350 mm (obr. 2). Mosty na první vysokorychlostní železniční trati Hannover–Würzburg v délce 327 km, pro rychlost 250 až 280 km/h, byly projektovány v souladu s těmito směrnicemi. Stavba byla zahájena v roce 1973, ale vzhledem k problémům při výstavbě (životní prostředí a hluk) byla dokončena až v roce 1991. Most přes údolí Fuldy u Morschen Z řady mostů z prostých nosníků, postavených na této železniční trati, je konstrukčně nejzajímavější most přes údolí Fuldy u Morschen z roku 1985 (obr. 3). Je dlouhý 1 450 m, má dvacet pět polí o rozpětích 58 m a výšce nosníku 5 m a kolej dosahuje výšky až 70 m nad údolím. Pro zachycení podélných sil z nosné konstrukce byl ve středním, třináctém, poli, pilíř nahrazen vzpěradlem, založeným na spo-

lečných základech se sousedními pilíři. Most je založen na vrtaných pilotách průměru 1,5 m, nosná konstrukce byla betonována po polích na výsuvné skruži. MOSTY SE SPOJITOU NOSNOU KONSTRUKCÍ

Během výstavby mostů na uvedené trati se sice vcelku potvrdila správnost zvoleného postupu, ukázala se však potřeba dopracování těchto směrnic. Jednalo se o návrh metodiky sledování mostů při výstavbě a zpětnou vazbu na projektanta, pro případné úpravy a zvýšení kvality díla. Toto dopracování bylo v roce 1983 zadáno firmě Leonhardt, Andrä a Partner ze Stuttgartu. Vzhledem k tomu, že od začátku přípravy vysokorychlostních tratí byla ze strany části odborníků, včetně profesora Leonhardta, sledována a podporována aplikace spojitých nosníků, bylo jejich řešení zahrnuto do této práce. Ve výsledku byly prokázány všechny kvalitativní parametry spojitých nosníků i jejich provozní výhodnost, ekonomický přínos a příznivější vzhledové působení. Umožnily to štíhlejší pilíře (obr. 4) i nosné konstrukce prováděné moderními technologiemi, méně


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

5a

5b

6a

6b

4/2012

❚


23


❚

STRUCTURES

náročné udržování a vyšší spolehlivost, redundance vlivem statické neurčitosti, zejména pro mimořádná zatížení a sedání. Byla vyřešena i případná obnova nosné konstrukce jejím rozdělením do délek umožňujících jejich příčné vysunutí. Teoretické úvahy byly potvrzeny dále uvedenými mosty. Most přes Mohan u Gemünden Most přes Mohan u Gemünden z roku 1985 má celkovou délku 793,5 m a sestává ze čtyř částí (obr. 5). Řeku přemosťuje letmo betonovaný dvoukloubový rám délky 299 m s poli 82 + 135 + 82 m a stojkami tvaru V. Tři pobřežní rampy, provedené postupným výsuvem, jsou spojité nosníky konstantní výšky 4,5 m s vnitřními poli 55 m a krajními 52,5 až 58 m, v návaznosti na rámový most. Všechny nosné konstrukce jsou jednokomorové, výška navazující letmé betonáže a její výška uprostřed hlavního pole je stejná jako výška vysouvaných nosníků, 4,5 m. V stojky jsou deskové o plném průřezu, patní kloub přenášející normálovou sílu 121 MN a vodorovnou 6 MN je betonový, s úpravou umožňující následnou rektifikaci. Podle požadavku železniční správy, na dodržení časového limitu pro případnou výměnu nosné konstrukce, musela být severní rampa, o šesti polích, rozdělena ve dvě části po třech polích, které má i kratší jižní rampa. Rozdělení mostu na kratší úseky se děje až po vysunutí konstrukce a vyžaduje speciální úpravu dočasné styčné spáry obou konstrukcí. Most přes Mohan u Veitshochheim Most přes Mohan u Veitshochheim z roku 1987 má jednokomorovou nosnou konstrukcí o celkové délce 1 280 m (obr. 6), která je rozdělena do čtyř částí, spojitých nosníků s poli 40 až 61,7 m. Jejich délky jsou: 237 m (pět polí), 369,5 m (pět hlavních a sedm podružných polí nad obloukem), 374,5 m (sedm polí) a 299 m (pět polí a jedno podružné pole u jižní opěry v délce 17,4 m). Nosná konstrukce v části nad řekou je podepřena lomeným vetknutým obloukem o rozpětí 162 m, se stěnami v místě lomů. Oblouk byl stavěn letmo s vyvěšením přes pylon, osazený na pilíři v místě patky oblouku a podporuje vlastní nosnou konstrukci mostu, která byla stavěna technologií postupného výsu24

7b

7a

7c

8

vu ze severní strany. Jedná se nejdelší případ této technologie, komorový nosník výšky 4,5 m měl délku 1 260 m a hmotnost 42 500 t, což si při sklonu 0,2 % a součiniteli tření 4 % vyžádalo celkovou tlačnou sílu 17 850 kN a speciální opatření pro její aplikaci. Most přes údolí řek Sály a Elstery Nově budovaná vysokorychlostní trať Erfurt–Halle/Leipzig, překračuje u obce Osendorf údolí řek Sály a Elstery s dalšími přírodními i umělými překážkami, ve výšce cca 21 m nad terénem. Přemostění sestává ze dvou mostů se středním komorovým nosníkem výšky 4 m a celkové šířky, včetně říms, 13,9 m a dosahuje celkové délky 8 577 m (obr. 7a, b, c). Hlavní most má délku 6 465 m a je nejdelším železničním mostem v Německu. Má celkem 143 polí s rozpětími: 26 x 44 + 62 + 68 + 62 + 33 x 44

+ 43 + 115 + 43 + 7 x 44 + 53 +70 + 53 + 29 x 44 + 48 + 6 x 40 + 19 x 44 + 60 + 48 + 11 x 44 m. Vedlejší most má čtyřicet osm polí s rozpětími: 20 x 44 + 35 + 26 x 44 + 37 m, a délku s opěrami 2 112 m. Spodní stavba sestává z krajních opěr a běžných pilířů. Pole s rozpětím 115 m je doplněno Langrovým obloukem. Založení je na pilotách Franki v běžném uspořádání. Nosné konstrukce jsou uložené na ložiskách. V dosažitelných podkladech nebylo uvedeno rozdělení mostů na dilatační části ani úpravy spár a koleje v těchto místech. Převážná část mostu je prováděna po polích s použitím výsuvné skruže. Vzhledem k charakteru překračovaného území byla skruž použita nejen pro nosné konstrukce, ale i pro pilíře a jejich základy. Ty byly někde prováděny z této skruže, podepřené pouze na již hotové části spodní stavby


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

9a

Obr. 7 Most přes údolí Sály a Elstery (2012), a) celková dispozice, b) zahájení výstavby nosné konstrukce (2007), c) pohled na část vybetonované nosné konstrukce (2010) ❚ Fig. 7 Bridge over the valley of the rivers Saale and Elster (2012), a) general disposition, b) start of construction of the superstructure (2007), c) view of the concreted part of the superstructure (2010) Obr. 8 Studie železničního integrálního mostu (1990) ❚ Fig. 8 Study of a railway integral-bridge (1990) Obr. 9 Most přes údolí řeky Scherkonde (2010), a) celkový pohled a dispozice, b) výstavba nosné konstrukce (2008) ❚ Fig. 9 Bridge over the valley of the Scherkonde river (2010), a) general view and disposition, b) erection of the superstructure (2008)

9b

mostu. Stavba mostu byla zahájena v roce 2007 a byla dokončena v roce 2012. MOSTY INTEGRÁLNÍ A SEMIINTEGRÁLNÍ

Tyto mosty představují konstrukce s vyloučením nebo omezením počtu dilatačních spár a s monolitickým spojením se spodní stavbou buď v celé, nebo jen v části své délky. Cílem tohoto řešení bylo zvýšení robustnosti mostních konstrukcí, snižující udržovací náklady a současně zlepšující jejich vzhled možným zeštíhlením, vyplývajícím z jejich větší tuhosti při zmonolitnění s podpěrami. Zmonolitněním dochází k dalšímu zvyšování statické neurčitosti konstrukcí, její redundance, tj. spolehlivosti pro mimořádná zatížení. Pro železniční mosty, na rozdíl od silničních, je též významné převzetí velkých brzdných sil z nosné konstrukce 4/2012

❚

do celé spodní stavby u integrálních mostů nebo její velké části, u mostů semi-integrálních. V tomto druhém případě to může být buď jedna část mostu s krajní opěrou a stojkami, nebo část střední se stojkami, případně s podélným tuhým podepřením, obloukem nebo vzpěradlem, což je vhodné u velmi dlouhých objektů. V Německu byly připravovány integrální železniční mosty od počátku 90. let pro „široká rovinná údolí střední hloubky“ s robustní spojitou nosnou konstrukcí, dvoutrámovou s deskou z předpjatého betonu a štíhlými ocelovými stojkami. Rozpětí do 20 m, celková délka do 120 m a pevný bod vytvářely dvě zavětrované podpěry uprostřed mostu. Vizualizace prvních představ tohoto typu integrálního mostu je na obr. 8. Příkladem realizovaných objektů je např. most v Berlíně na hlavním nádraží z roku 1999.


Most přes údolí řeky Scherkonde Nová vysokorychlostní trať Erfurt–Halle/Leipzig překračuje u obce Krutheim mostem údolí řeky Scherkonde (2010). Dle původního návrhu z roku 1996 tvořil nosnou konstrukci mostu spojitý komorový nosník (obr. 9). V souladu s technickým vývojem i novými zkušenostmi investora, byl k realizaci vybrán inovační projekt semi-integrálního mostu, sdružený rám s příčlí s náběhy a se štíhlými stojkami, z větší části do něj vetknutými, jako nejvhodnější návrh přemostění. Šířka dvoukolejného mostu včetně říms je 13,91 m a celková délka nosné konstrukce mostu je 576,5 m. Rozpětí deseti vnitřních polí je 44 m, dvou v místě zvýšeného terénu je 36,5 m, navazujícího krajního pole je 27 m a na druhé straně 36,5 m. Nosnou konstrukci tvoří plná deska z předpjatého betonu s širokými konzolami s plynulým náběhem. Výška 25


❚

STRUCTURES

10a

10b

průřezu je 2 m v převážné části pole a krátkým zakřiveným náběhem se zvyšuje na 3,5 m nad stojkami. Monolitické spojení je s opěrou 00 a s celkem jedenácti stojkami 01a, 01 až 10, kluzné uložení je pouze na stojkách 11 a 12 a na opěře 13. Výrazného snížení tuhosti spodní stavby vůči délkovým změnám nosné konstrukce bylo dosaženo malou tloušťkou stojek, 1 m u nízkých a 1,5 m u vysokých, a založením na vrtaných pilotách v jednořadém uspořádání. Při výstavbě mostu byla volena speciální opatření a postupy pro omezení účinků délkových změn, pružné deformace, dotvarování a smršťování betonu. Bylo použito i dočasné kotvení a ur26

čité přednastavení pozice nosné konstrukce, vyrovnávající účinky tepelných změn. Požadavky investora na průkaz spolehlivosti mostu a sledování jeho chování byly specifikovány ve smyslu ZTV-ING Teil 1 Abschnitt 2. V závěrech se uvádí výsledky dosud provedených měření a sledování během výstavby a uvedení do provozu, které plně odpovídaly předpokladům projektu i výstavby objektu. Mostu byla udělena Německá cena za vynikající mostní dílo za léta 2011 a 2012, na základě výběru Spolkové inženýrské komory a Svazu poradních inženýrů a pod záštitou Spolkového ministerstva dopravy.

Most přes údolí Stöbnitz Další z objektů na uvedené vysokorychlostní trati představuje jednoduché, krajině plně odpovídající přemostění úzkého, plochého údolí o malé hloubce, celkové délky 297 m, z roku 2011 (obr. 10). Jedná se o dvoutrámovou nosnou konstrukci s deskou, z předpjatého betonu, monoliticky spojenou s masivními železobetonovými kruhovými stojkami na základových deskách na pilotách. Rozpětí polí jsou uspořádána systémově, 22 + 3 x 24 + 6,5 + 4 x 24 + 6,5 + 3 x 24 + 22 m a nosná konstrukce je rozdělena do čtyř částí, dvou krajních, o dvou polích 22 + 24 m, délky 46 m a dvou vnitřních,


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

11

o pěti polích 2 x 24 + 6,5 + 2 x 24 m, délky 102,5 m. Dilatace mezi jednotlivými částmi byly vždy nad jednou stojkou, rozdělenou po výšce spárou na dva štíhlé pružné prvky, monoliticky spojené s nosnou konstrukcí. Most je ve výsledku integrální, Vierendelův rám, zaručující bezproblémový přenos horizontálních sil do základů. Dilatační spáry mezi jednotlivými částmi nevyžadovaly speciální úpravy, pouze posouzení napjatosti v koleji.

Most přes údolí potoku Gänsebach V tomto případě se jedná o přemostění plochého údolí, značné šířky a poněkud proměnné hloubky, o celkové délce 1 001 m z roku 2011 (obr. 11). Nosná konstrukce je opět dvoutrámová s deskou, z předpjatého betonu, monoliticky spojená s relativně štíhlými železobetonovými stojkami. Most je semi-integrální, rozdělený do deseti částí; vnitřní o délce 112,5 m ma-

jí podélné uchycení uprostřed a příčné na koncích, krajní o délce 52,5 m jsou spojené s opěrami. Běžná rozpětí polí jsou 25 m, pole uprostřed vnitřních polí jsou menší a jejich stojky jsou spojeny podélnou stěnovou výztuhou tvaru V. Oba páry koncových stojek, umístěné v minimální vzdálenosti, jsou obdobně spojeny příčnou výztuhou tvaru V. Dilatační spáry mezi jednotlivými částmi obdobně nevyžadovaly speciální úpravy kolejového svršku.

12a

12b

Obr. 10 Most přes údolí Stöbnitz (2011), a) celkový pohled a dispozice, b) detail v místě dilatace ❚ Fig. 10 Bridge over the Stöbnitz valley (2011), a) general view and disposition, b) detail of the dilatation joint Obr. 11 Most přes údolí potoku Gänsebach (2011), celkový pohled a dispozice ❚ Fig. 11 Bridge over the Gänsebach valley (2011), general view and disposition Obr. 12 Most přes údolí řeky Unstrut (2012), a) celkový pohled a dispozice, b) výstavba mostu (2010) ❚ Fig. 12 Bridge over the valley of the Unstrut river (2012), a) general view and disposition, b) erection of the bridge (2010)

4/2012

❚


27


❚

STRUCTURES

13a

Obr. 13 Most přes hluboké údolí Gruben (2012), a) celkový pohled a dispozice, b) výstavba mostu ❚ Fig. 13 Bridge over the deep valley Gruben (2012), a) general view and disposition, b) erection of the bridge

13b

Obr. 14 Most přes Neckar ve Stuttgartu – Bad Canstatt (2018), vizualizace přemostění řeky ❚ Fig. 14 Bridge over the Neckar river in Stuttgartu – Bad Canstatt (2018), visualization of the river crossing

Most přes údolí řeky Unstrut Nová vysokorychlostní trať Erfurt–Halle/Leipzig překračuje u obce Karsdorf údolí řeky Unstrut, dále s říčkou Dissau, dvěma silnicemi, místní dráhou a komunikacemi, ve výšce až 49 m nad terénem. Celkové přemostění, které má být dokončené v roce 2012 (obr. 12), dosahuje délky 2 668 m, je druhé nejdelší pro železniční most v Německu a jako nejvhodnější řešení byl opět navržen semi-integrální most. Most má celkem čtyřicet šest polí s rozpětími 58 m, se středním komorovým nosníkem výšky 4,75 m a byl rozdělen do šesti spojitých samostatných částí. Dvě krajní o třech polích mají délku 174 m, čtyři vnitřní o deseti polích mají délku 580 m. Ve spárách mezi jednotlivými částmi mostu budou blíže nespecifikované úpravy dilatačních spár i koleje. Spodní stavba sestává z tuhých krajních opěr a čtyř ztužujících oblouků 28

uprostřed mostních částí, které vytvářejí pevná uložení pro dvě krajní a čtyři střední části mostu. Zbývající podpěry jsou jednak běžné štíhlé pilíře o tloušťce 1,5 m, dále pilíře u patek oblouků s tloušťkou 2 m a přechodové pilíře v místě styků jednotlivých mostních částí. Ty mají tloušťku 2,5 m a speciální úpravu v hlavě pilířů, umožňující dilatační pohyby místo ložisek, která jsou zcela vypuštěna. Oblouky mají rozpětí 108 m, ve vrcholu, kde jsou součástí nosníku, mají šířku 7 m a tloušťku 5 m. K patkám se rozdělují ve dvojici s celkovou šířkou 13,5 m a tloušťkou 2 m, vetknutou do společného základu s pilířem. Založení je na vrtaných pilotách v běžném uspořádání. Výstavba mostu probíhala v letech 2007 až 2011. Nosná konstrukce byla prováděna na výsuvné skruži podepřené pouze na spodní stavbě mostu. Oblouky byly prováděny předem na skruži, s částí nosníku.

Výsledky provedených měření a sledování během výstavby, resp. po dokončení, ani informace o případném uvedení do provozu nebyly dosud zveřejněny. Most přes hluboké údolí Gruben Přemostění zalesněného hlubokého údolí v Duryňském lese o délce 215 m, s pouze jednou polní a jednou turistickou cestou, má být dokončeno v roce 2012. Muselo vyhovět podmínce zadavatele na obloukový most (obr. 13), proto bylo přes hlavní pole navrženo železobetonové obloukové vzpěradlo o rozpětí 90 m. To je spojené uprostřed s dvoutrámovou konstrukcí s deskou z předpjatého betonu, pokračující poli 2 x 25 a 3 x 25 m ke krajním opěrám. Most je semi-integrální, štíhlé stojky jsou spojeny s nosnou konstrukcí, pouze na opěrách jsou ložiska a dilatační spáry s úpravou.


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

14

RSTAB

RFEM

my progra e š a n ušejte icence Vyzko jčení l ů p a z tné Bezpla

RSTAB 7 Program pro výpočet prutových konstrukcí

S O U Č A S N É Z ÁV Ě RY K I A S - I M O S T Ů M A P Ř I P R AV O VA N É MOSTY

Na základě poznatků z projektování, výstavby i sledování dosud realizovaných mostů, pokračuje další vývoj těchto konstrukčních soustav. Hlavní oblasti výzkumu jsou věnovány napjatosti v kolejnicích, které jsou rozhodující pro délku integrálního úseku, dále dynamickému chování konstrukce mostu a celkové interakci konstrukce a základové půdy a též únavovému namáhání, spojenému s integrálním působením mostu. Současně probíhá i příprava nových staveb. Zde je nutno podtrhnout význam spolupráce projektanta s investorem od prvního návrhu mostu. Přesto pracnost výpočtu těchto konstrukcí je výrazně vyšší než v běžných případech, ale výsledkem by měl být ekonomičtější objekt, zejména při uvažování celého cyklu jeho životnosti. Most přes Neckar ve Stuttgartu – Bad Canstattu (2018) Most přes Neckar ve Stuttgartu o osmi polích pro čtyřkolejnou trať je ve velmi exponovaném, stísněném místě, které jeho návrh musel respektovat (obr. 14). Proto je na štíhlých pilířích, s nosnou konstrukcí minimální tloušťky, která si vyžádala pro dvě hlavní vnitřní pole o rozpětí 75 m zavěšení, a to prostřednictvím ocelových plechů, „plachet“, na betonových pylonech. Konstrukce představuje hranici mezi zavěšením a extradosed. 4/2012

❚

Most přes hluboké údolí Fils (2018) Jedná se o dva paralelní semi-integrální mosty na nové trati Wedlingen–Ulm o délce cca 500 m, s velmi štíhlou betonovou konstrukcí (obr. 15). Vysoké pilíře ve střední části jsou ve tvaru Y, pro zvýšení jejich podélné tuhosti, pro přenos horizontálních sil.

RFEM Program pro výpočet prostorových konstrukcí metodou konečných prvků

Z ÁV Ě R

Výstavba samostatné sítě vysokorychlostních železničních tratí u nás již geograficky nepřipadá v úvahu, i když v minulosti se objevily dva návrhy na jejich výstavbu. První v knize J. A. Bati z roku 1937, „Budujeme stát pro 40,000.000 lidí“, pro tehdejší ČSR, jako železniční magistrála v délce cca 1 000 km, od Chebu až po Jasinu. Druhým byl návrh profesora Žlábka z roku 1975 na vybudování přímého spojení ČSR s Jadranem o délce cca 410 km. Z toho bylo předpokládáno cca 350 km v tunelech, mezi Českými Budějovicemi a přístavem Adriaport, čs. územím na umělém ostrově mezi Terstem a Koperem. V současné době by pro ČR měly postačovat budované železniční koridory, s rychlostmi do 160 km, ale po úplném dokončení. Vysokorychlostní trati by přicházely v úvahu pouze v rámci evropské integrace. Přesto zkušenosti z výstavby mostů na vysokorychlostních tratích, zejména nám nejbližších v Německu, by mohly přispět k racionálnějšímu pojetí volby mostních konstrukcí, ke zvýšení jejich trvanlivosti,


Podpora nových evropských norem Různé národní přílohy Cena programu již od 33 450 Kč Česká verze včetně manuálů

Bezplatná B ezpllattná á st studentská tudent d tská ká verze Demoverze zdarma ke stažení

www.dlubal.cz 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]

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

29

23.3.2011


❚

STRUCTURES

15

Obr. 15 Most přes hluboké údolí Fils (2018), vizualizace ❚ Fig. 15 Bridge over the deep valley Fils (2018), vizualization

jednoduššímu sledování a udržování a v neposlední řadě i celkovému ekonomickému přínosu. Je také nutno podtrhnout, že most je inženýrské dílo, proto by při jeho návrhu měl mít hlavní slovo inženýr. Ten je zodpovědný za jeho zásadní uspořádání tak, aby odpovídalo jeho funkci, spolehlivosti, trvanlivosti i vzhledu, v souladu s působícím zatížením. Jedná se jak o podélné, tak i o příčné Literatura: [1] Dahinter K., Kubíček J.: Významné železniční mosty na vysokorychlostních tratích v Německu, 17. konf. Železniční mosty a tunely, Praha, leden 2012 [2] Dahinter K.: Fritz Leonhardt (1909–1999). Beton TKS 4 a 5/2009 [3] Kubíček J.: Plánování, projektování a provádění mostů z předpjatého betonu na nových vysokorychlostních tratích Německých spolkových drah, Valbek TI–16/05 [4] Angelmaier V.: Semiintegrale Eisenbahnbrücken – Besonderheiten aus der Sicht des EBA-Prüfingenieurs, 22. Dresdner Brückenbausymposium, März 2012 [5] Schlaich M., Fackler T.: Die Neuen Brücken der Deutschen Bahn. 22. Dresdner Brückenbausymposium, März 2012

30

uspořádání, zejména u vícekolejných mostů. Tomu musí odpovídat tvarování celé konstrukce, včetně spodní stavby, s vynecháním nefunkčních prvků. Úloha architekta je v každém případě důležitá, ale nesmí být v rozporu se základními konstrukčními požadavky. Způsoby úspěšné spolupráce lze uvést u nás mezi Prof. Bechyněm a arch. Kozákem a v Německu mezi Prof. Leonhardtem a arch. Frei-Ottem, ale i z mé vlastní zkušenosti, zejména při soutěžních projektech. To platí jak pro silniční, tak i pro železniční mosty, v intra- i extravilánu.

[6]

[7]

[8]

[9]

Jung R., Marx S., Schenkel M., Stockmann R.: Entwurf und Ausführungsplannung der Stöbnitztalbrücke, Beton- und Stahlbetonbau 106 (2011) H. 2. S. Sonnabend S., Tiarks F.: Die Scherkondetalbrücke im Zuge der NBS Erfurt – Halle/Leipzig, 20. Dresdner Brückenbausymposium, März 2010 Marx S., Krontal L., Bätz S., Vehlow A.: Die Scherkondetalbrücke, die erste semi-integrale Talbrücke der DB AG auf der Neubaustrecke Erfurt-Halle/ Leipzig VDE 8.2., Beton- und Stahlbetonbau 105 (2010) Heft 3 Schäfer H.: Eisenbahnbrücken über das Auetal, das Fuldatal bei Morschen, das Südliche Fliedetal und den Bartelsgraben. Besonderheiten. FIP – Spannbetonbau

Je nutno zajistit i odbornou správu železničních mostů a respektování informací zjištěných kontrolními pracovišti. Jejich úloha by měla být posílena i ve vztahu k projektantům tak, aby nedocházelo ke zbytečným demolicím často funkčních objektů.

Ing. Karel Dahinter, CSc. e-mail: [email protected]

in der Bundesrepublik 1987-1990, S. 35–38. DBV 1990 [10] Maak H., Zellner W.: Spannbetonbrücken für die Neubaustrecken der Deutschen Bundesbahn, FIP – Spannbetonbau In der Bundesrepublik Deutschland 1983–1986, S. 18–27. DBV 1986 [11] Siebke H., Glahn H.: Vier Spannbetonbrücken für die Neubaustrecken Hannover–Würzburg der Deutschen Bundesbahn, FIP- Spannbetonbau In der Bundesrepublik Deutschland, 1983–1986, S. 83–89. DBV 1986 [12] Prommersberger G., Rojek R.: Konzeption der Eisenbahn – Betonbrücken für dauerhafte Gebrauchsfähigkeit, Die Bautechnik 62 (1985), H. 2. S. 65–71


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

MOST PŘES LABE V BRANDÝSE NAD LABEM ❚ BRIDGE OVER THE LABE RIVER IN BRANDÝS NAD LABEM

1

Pavel Němec, Michal Chůra, Ivan Drobný, Josef Král, Hugo Rejthar Po pěti letech přípravy a výstavby byla v červenci 2012 dokončena rekonstrukce mostu přes Labe v Brandýse nad Labem. Náhradou za původní ocelový příhradový most, který byl v havarijním stavu, byla přes Labe vybudována nová betonová komorová předpjatá mostní konstrukce o třech polích.

❚ The reconstructed new

bridge across Labe River in Brandys nad Labem was completed in July 2012, after five years of preparations and construction. The original steel truss frame bridge was removed, including its pier in the river. A new prestressed concrete three-span box girder bridge spans the river instead.

MOSTY PŘES LABE V BRANDÝSE NAD LABEM A S TA R É B O L E S L AV I

V létě letošního roku bude po mnohaleté přípravě a dvou letech stavebních prací dokončen nový most přes Labe v Brandýse nad Labem. Starý ocelový příhradový most bylo nutno kvůli jeho havarijnímu stavu nahradit novou mostní konstrukcí. Definitivní architektonické řešení bylo výsledkem velmi obtížného projednávání jak se zástupci památkové péče a statní správy, tak i s laickou a odbornou veřejností. Spolu s hlavním mostem přes Labe se podařilo rekonstruovat i všech zbývajících osm mostů na komunikaci mezi Brandýsem a Starou Boleslaví. 4/2012

❚

Historické, společenské a obchodní centrum dvouměstí Brandýsa nad Labem a Staré Boleslavi se nachází na obou březích Labe. Obě části města jsou odděleny širokou nivou řeky Labe s mlýnským náhonem, hlavním řečištěm Labe, plavebním kanálem a boleslavskou tůní. U silničního spojení délky 700 m je 410 m trasy vedeno po mostech. Historie přemostění Labe v tomto místě sahá až do středověku. Jednalo se nejdříve o dřevěné mosty, z nichž některé byly v 16. století přestavěny na kamenné klenbové. Z původního přemostění se zachoval historicky cenný renesanční klenbový most na náhonu brandýského mlýna. Na konci 19. století byly spolu s rozvojem dopravy a průmyslu vybudovány nové mosty přes mlýnský náhon a hlavní koryto Labe. Jednalo se o kamenné klenuté mosty a dvě hlavní pole mostu přes Labe byla postavena z nýtovaných ocelových příhradových nosníků s mezilehlou mostovkou. V roce 1927 byly vybudovány nové mosty u Staré Boleslavi přes inundační území lužního lesa Hluchov a boleslavskou tůň. Této stavbě padl za oběť původní kamenný renesanční most. V souvislosti s regulací a splavněním Labe byl spolu s výstavbou jezu a plavební komory ke konci 30. let 20. století vybudován mostní objekt přes plavební komoru.


Obr. 1 Nový most přes Labe v Brandýse nad Labem ❚ Fig. 1 New bridge over the Labe river, general view

V roce 1953 byla provedena poslední generální oprava všech mostů, při které došlo k rozšíření mostů na dnešní šířku. Most přes Labe byl rekonstruován poměrně necitlivě, na nýtovanou konstrukci byly navěšeny vnější ocelové chodníkové konzoly s dřevěnou podlahou a původní mostovka ze želez Zorés byla nahrazena železobetonovou deskou. Po úpravě most dále léta sloužil svému účelu. V roce 2000 došlo vlivem zablokování válcových ložisek ocelového mostu k odtržení úložných prahů na vnitřních pilířích a příhradová konstrukce musela být neodkladně podepřena na pomocné podpory PIŽMO umístěné těsně u pilířů. Pro zajištění únosnosti příhradové konstrukce byly do původní nýtované konstrukce vevařeny zesilující svislice a diagonály. Postupem času se konstrukce dostala do velmi špatného stavebního stavu a most byl zařazen do klasifikačního stupně stavu mostu VII – havarijní. Normální zatížitelnost byla snížena na 5 t. Vzhledem k významu komunikace byla rekonstrukce přemostění Labe nezbytná. V roce 2008 bylo přistoupeno k postupné rekonstrukci všech devíti mostních objektů. 31

❚

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E ❚

Obr. 2

Vizualizace mostní konstrukce

Obr. 3

Příčný řez nosnou konstrukcí mostu

Obr. 4

Velkoprůměrové piloty ve štětové jímce

STRUCTURES

Fig. 2 ❚

Architect‘s visualization Fig. 3 ❚

Typical cross section

Fig. 4

Bored piles in sheeted pit

Obr. 5 Horní výsuvná skruž po betonáži středního pole mostu – construction of the main span Obr. 6

Výstavba kamenného obkladu

❚

Fig. 6

❚

Fig. 5

Overhead MSS

Stone lining

2

R E K O N S T R U K C E H L AV N Í H O MOSTU PŘES LABE

Při plánování opravy hlavního mostu bylo zvažováno mnoho variant řešení, od rekonstrukce původního mostu přes výstavbu repliky až po vybudování mostu nového. V průběhu přípravy projektové dokumentace došlo k několikerému přepracování koncepce návrhu a bylo prověřeno mnoho alternativ řešení. Důvodem bylo množství požadavků, kterým musel budoucí most vyhovět. Jednalo se zejména o zajištění zatížitelnosti třídy A dle ČSN

3

73 6203 (32, resp. 80, resp. 196 t) a zlepšení odtokových poměrů v Labi při povodních při současném splnění požadavků zástupců památkové péče a občanů. Most je umístěn na hranici památkové zóny Brandýsa nad Labem přímo pod monumentálním renesančním zámkem. V těsném sousedství mostu byl v roce 1935 vybudován funkcionalistický jez s vodní elektrárnou (autorem je arch. Kamil Roškot). Důležitým požadavkem, který byl kladen na novou konstrukci mostu, je je-

jí vhodné architektonické a technické řešení, které zajistí začlenění mostu do území města v těsné blízkosti památkové zóny a umožní další rozvoj cenného území kolem řeky pro odpočinek a rekreaci. Proto byl ve spolupráci se zástupci památkové péče kladen velký důraz na architektonické řešení mostu a jeho mobiliáře. Ve spolupráci s architektem a památkáři se podařilo funkčně a vzhledově sjednotit celé silniční propojení obou měst a vtisknout tak celému území důstojné uspořádání.

4

32


❚

4/2012


Technické řešení Nová mostní konstrukce je navržena o třech polích s rozpětími 29 + 66 + 29 m. Jedná se o komorový nosník s proměnnou výškou (nad pilířem 3 m, v polích 2 m). Vzhledem k nepříznivému poměru krajních a vnitřního pole jsou konce komor nad opěrami vybetonovány v plném profilu bez dutin, čímž je vyloučen vznik tahových reakcí na ložiska krajních opěr. Nad oběma vnitřními pilíři jsou zřízeny vyhlídkové plošiny, které umožňují chodcům zastávku a nerušený výhled na renesanční zámek a objekt jezu s elektrárnou. Plošiny jsou vetknuty do čel pilířů. Pilíře jsou založeny hlubinně v korytě při obou březích ve štětových jímkách na čtrnácti velkoprůměrových pilotách ø 1,2 m, aby byla zajištěna odolnost proti účinkům proudění vody v řece v exponovaném místě pod jezem. Po dokončení mostu a odstranění středního pilíře původního mostu dojde k výraznému zvýšení kapacity koryta řeky a omezí se rozliv vody při povodních. Dříky pilířů jsou navrženy s hydraulicky vhodným zhlavím, štíhlost pilířů z hlediska odtokových poměrů je navržena dle požadavku Povodí Labe 1:12, což znamená při délce pilířů 12 m šířku 2 m. Osy pilířů jsou na základě hydraulických požadavků nasměrovány ve směru proudění vody v korytě řeky, nejsou tedy kolmé k ose mostu. Pilíře mají šikmost vůči ose mostu 90g. Tvary pilířů zároveň respektují schválený architektonický návrh. Dříky pilířů jsou navrženy s kamenným obkladem.

Na pilířích jsou kombinovány dva druhy kamenného obkladu (světlá a tmavá žula), aby bylo dosaženo požadovaného vzhledu. Opěry jsou založeny v místě původních masivních kamenných krajních opěr. Pro jejich založení byl použit mikropilotový rošt z nosných ocelových trubek ø 108/16. Technologie využívající vrtané mikropiloty umožnila založení i v místech, kde byly ponechány základy původního mostu z kamenného kvádrového zdiva. Kamenné zdivo by bylo nepřekonatelnou překážkou pro velkoprofilové betonové piloty. Na křídla opěr navazují boční plenty s obloukovým zaoblením spodního okraje, aby bylo v souladu s architektonickým řešením a požadavky zástupců památkové péče zajištěno začlenění mostu do okolního prostoru a nová konstrukce stylově navazovala na kamenný klenutý most přes mlýnský náhon. Boční plenty jsou bedněny do bednění ze strukturovaných fólií. Postup výstavby mostu Most je situován v zastavěném území. Pro snížení rizika vzniku škod při velkých vodách jak na staveništi, tak i v okolí mostu, byla výstavba rozdělena do tří taktů: • takt 1 – od brandýské opěry po pracovní spáru v poli 2, 5 m za pilířem 2, • takt 2 – od boleslavské opěry po pracovní spáru v poli 2, 5 m před pilířem 3, • takt 3 – zbývající část hlavního pole nad řekou. Všechny takty byly betonovány ve

5

4/2012

❚

STRUCTURES

dvou etapách, nejdříve dolní deska a stěny (včetně balastní výplně u opěr) a následně horní deska. Výstavba nosné konstrukce byla zahájena betonáží taktu 1. Poté proběhla betonáž taktu 2. Takty 1 a 2 se budovaly na pevné skruži založené na terénu a přisypaných provizorních náspech u pilíře 2 a 3 směrem do řečiště. Střední pole mostu bylo budováno za pomocí horní výsuvné skruže. Skruž byla podepřena na povrchu nosné konstrukce v místech podporových příčníků pilířů 2 a 3 a na provizorní skruži na povrchu základu středního pilíře původního mostu. Před montáží provizorní skruže byl demolován dřík pilíře a povrch základu byl vyrovnán konstrukční betonovou deskou. Na takto připravené skruži byla vybetonována dolní deska a stěny taktu 3. Po předepnutí části přepínacích kabelů následovala betonáž horní desky taktu 3, konstrukce byla dopnuta a skruž odstraněna. Příslušenství Na obou mostních pilířích jsou na návodní straně vybudovány v souladu s architektonickým řešením vyhlídkové plošiny. Dřík plošin je vetknutý do přední části úložných prahů pilířů. Dřík má tvar písmene „V“ se zaoblenými boky, aby tvarově odpovídal tvaru pilířů. V hlavách dříků je vybudována vyhlídková plošina. Vnější boky jsou betonovány do bednění s vodorovnými vlysy. Struktura úpravy je zcela shodná se strukturou vnějších plent na opěrách. Římsy mostu mají celkovou šířku 2,2 m (vnější okraj madla zábradlí-vnější hra6

❚


33


❚

STRUCTURES

7a

7b

na chodníkové obruby) s výškou obrubníku 150 mm. Hrany obrub směrem k vozovce jsou ukončeny kamennými obrubami kotvenými do monolitických částí říms. V mostních římsách je uloženo deset kabelových chrániček. Zábradlí je tvořeno masivními železobetonovými sloupky, které jsou osazeny do říms před jejich betonáží a následně zabetonovány. Sloupky jsou osazovány ve vzdálenostech 5,5 m. Výplňové panely mezi masivními sloupky jsou kovové. Horní kovové madlo je průběžné a probíhá i přes hlavy betonových sloupků. Svislé pruty výplně zábradlí jsou z páskové oceli a jsou tvarově řešeny tak, aby spolu s masivními sloupky zábradlí tvořily jednotný celek a plynule navazovaly na zábrad8

34

lí navazujících mostních objektů, s kterými tvoří most přes Labe jednotný architektonický celek. V místech vyhlídkových plošin zábradlí sleduje obrys plošin. Na vyhlídkových plošinách je zřízena lavice pro možnost usednutí. Stožáry veřejného osvětlení jsou kotveny k hlavám masivních sloupků zábradlí a kotevní přípravky budou zakryty průběžnými madly z ocelových plechů. Na mostě jsou v osách plošin a těsné blízkosti odpočinkových lavic osazeny dva stožáry ukotvené přímo do povrchu římsy. Betonové sloupky zábradlí jsou vyrobeny jako prefabrikované dílce. Dílce jsou osazeny pomocí ocelových montážních přípravků na konstrukci a po doplnění betonářské výztuže jsou

následně zabetonovány do monolitických chodníkových říms. Na konstrukci jsou použity dva typy sloupků. Sloupek standardní a sloupek určený pro zakotvení stožáru veřejného osvětlení. Sloupky se vzájemně liší pouze osazením rozvodné skříně. Lavičky na plošinách jsou tvořeny žulovými stěnami tloušťky 150 mm s prolomeným otvorem. Kamenné nosné stěny obou lavic jsou dodatečně osazeny na římsu plošin a připevněny pomocí dodatečně vrtaných kotev. Na žulové stěny je pomocí předvrtaných kotev připevněn rám z nerezových profilů, který slouží pro ukotvení vlastní sedací plochy z dubových fošen. Na mostě je navržena asfaltová dvouvrstvá vozovka. Na vozovce budou vyznačeny cyklistické pruhy, proto jsou pro odvodnění použity podobrubníkové odvodňovače, které nebrání cyklistům v plynulé jízdě po vozovce. Voda z odvodňovačů je sváděna příčnými nerezovými svody do hlavního podélného svodu v mostní komoře a v prostoru nad řekou je vyvedena otvorem ve spodní desce do Labe. Na povodní straně brandýské opěry je náhradou za zbourané schodiště vybudováno nové přístupové schodiště k řece. Nové schodiště je navrženo jako masivní monolitická konstrukce. Boční stěna schodiště směrem k řece je obložena kamenným obkladem shodným s obkladem dříků obou opěr. Přístupové schodiště má stupně i podesty obloženy kamennými deskami. Obklady spodní stavby mostu jsou dle architektonického návrhu vybudo-


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

Obr. 7 Konzola vyhlídkové plošiny, a) vizualizace, b) konstrukce po odbednění ❚ Fig. 7 Cantilevered viewing platform a) visualization b) finished structure Obr. 8 Prefabrikáty sloupku zábradlí Fig. 8 Precast guardrail posts

❚

Obr. 9a, b Dokončený rekonstruovaný most ❚ Fig. 9a, b Completed new bridge

9a

Architektonický návrh Drobný architects, s. r. o. Projekt Pontex, spol. s r. o. Metrostav, a. s., Divize 4 Dodavatel JHP Mosty, spol. s r.o. Realizace 2008 až léto 2012

9b

Doufáme, že nové mostní dílo bude důstojným nástupcem původního mostu a bude sloužit spolu s ostatními mosty široké veřejnosti k její plné spokojenosti. Hlavní autor textu Ing. Pavel Němec prožil v Brandýse nad Labem řadu let a možná i proto se tomuto projektu věnoval s mimořádnou péčí. Krátce před dokončením mostu náhle zemřel. Za každou výjimečnou stavbou je ukryt příběh autora. A nejen most v Brandýse nám bude Pavla Němce navždy připomínat. Ing. Pavel Němec ✝ Ing. Michal Chůra tel.: 244 062 245 e-mail: [email protected]

vány ze dvou druhů žuly. Střídají se vodorovné plochy světlého a tmavého kamene. Tmavý kámen má lícní plochu tesanou a ostatní plochy jsou řezané a následně hrubě pískované. Na brandýské opěře je navržen mostní závěr pro pohyb 80 mm. Na boleslavské opěře je závěr pro pohyb 160 mm. Na římsách jsou závěry zvednuty k hornímu povrchu říms a následně jsou zavedeny až ke spodnímu líci bočních povrchů, kde jsou ukončeny. V prostoru pod mostem prochází na brandýské straně cyklostezka, celý prostor pod mostem s výjimkou cyklostezky je opatřen kamennou dlažbou do betonu. Svahy koryta řeky jsou zpevněny kamennou rovnaninou, která plynule navazuje na původní kamenné zpevnění z doby regulace řeky z roku 1935 až 1940. 4/2012

❚

Z ÁV Ě R

oba: Pontex, spol. s r. o.

Po dlouhém a obtížném období příprav, kdy byla zásadním způsobem omezena dopravní obslužnost mezi Brandýsem nad Labem a Starou Boleslaví, se podařilo realizovat rekonstrukci posledního mostu na silničním spojení mezi oběma městy. Soumostí je tvořeno celkem devíti mosty. V rámci rekonstrukce propojení se podařilo sjednotit šířkové uspořádání a mostní vybavení na všech mostech a vtisknout celému území jednotný ráz. Spolu s radnicí města Brandýsa nad Labem-Staré Boleslavi se podařilo investičně zajistit a realizovat i opravu mezilehlých částí chodníků a komunikací, které nejsou vedeny po mostech, aby byl celý průtah mezi městy stavebně dokončen spolu s termínem dokončení rekonstrukce hlavního mostu.

Bezová 1658, 147 14 Praha 4


Ing. arch. Ivan Drobný Drobný architects, s. r. o. Děkanská 7/226, 140 00 Praha 4 tel.: 607 154 000 e-mail: [email protected] Ing. Josef Král Metrostav, a. s., Divize 4 U Elektry 830/2b, 198 00 Praha 9 tel.: 602 147 130 e-mail: [email protected] Hugo Rejthar JHP Mosty, spol. s r. o. Ústřední 423/62, 102 00 Praha 10 mob.: 606 605 193 e-mail: [email protected]

35


❚

STRUCTURES

EXTRADOSED MOST PŘES NÁDRAŽÍ V BOHUMÍNĚ ❚ EXTRADOSED BRIDGE ACROSS THE RAILWAY STATION AT BOHUMIN

1

Lenka Zapletalová, Vladimír Puda, Jiří Stráský, Gabriela Šoukalová Extradosed most přes nádraží v Bohumíně je popsán s ohledem na architektonické a konstrukční řešení, statickou a dynamickou analýzu a technologii výstavby. Most celkové délky 140,3 m má tři pole s rozpětími 30 + 70 + 30 m, která jsou zavěšena na nízkých pylonech situovaných nad vnitřními podpěrami. Osa mostu je v půdorysném oblouku s poloměrem 256 m. Mostovku tvoří krajní komorové nosníky vzájemně spojené příčníky a spřaženou mostovkovou deskou. Ocelová konstrukce mostovky byla postupně smontována za opěrou a následně vysunuta do projektované polohy. ❚

An extradosed bridge across the railway station is described

in terms of the architectural and structural solution, static and dynamic

2

analysis and technology of construction. The bridge of the total length of 140.3 m has three spans of length of 30 + 70 + 30 m that are suspended on low pylons situated above intermediate supports. The bridge axis is in a plan curvature with a radius of 256 m. The deck is formed by two edge box girders that are mutually connected by floor beams and a composite deck slab. The deck’s steel structure was incrementally assembled beyond an abutment and consequently launched into the design position.

Most převádí přeložku silnice I/67 přes trať ČD Přerov–Žilina, ulici Jana Palacha s chodníkem a cyklostezkou, obslužnou komunikaci a koryto Bohumínské stružky (obr. 1). Most je postaven v místě původního zdemolovaného mostu. Silnice I/67 představuje důležitou komunikaci regionálního

významu se silnou dopravní zátěží ve směru na Karvinou. Komunikace kategorie MS 9/50 s jednostranným chodníkem a cyklostezkou je v pravostranném půdorysném oblouku s poloměrem 256 m. Výškově je niveleta vedena ve vrcholovém zakružovacím oblouku poloměru 1 200 m. Příčný sklon vozovky na mostě je jednostranný 2,5 %. ARCHITEKTONICKÉ A KONSTRUKČNÍ ŘEŠENÍ

S ohledem na stísněné prostorové podmínky bylo nutno navrhnout konstrukci minimální stavební výšky. Při požadovaném rozpětí 70 m tak bylo nutno navrhnout konstrukci 3

36


❚

4/2012


4

❚

STRUCTURES

5a

Obr. 1 Most přes nádraží v Bohumíně the railway station at Bohumin Obr. 2

Konstrukční řešení

Obr. 3

Podélný řez

❚

❚

Fig. 3

Fig. 2

❚

Fig. 1

Bridge across

Structural arrangement

Elevation

Obr. 4

5b Mostovka: příčný řez

❚

Fig. 4

Deck: cross section

Obr. 5 Vnitřní podpěra: a) příčný řez, b) podélný řez ❚ Fig. 5 Intermediate support: a) cross section, b) partial elevation Obr. 6 Kotvení závěsů v mostovce at the deck

❚

Fig. 6

Stays’ anchoring

příčníky spřaženými s betonovou deskou. Výška nosníků je 1,5 m, z toho přibližně 0,75 m nad a 0,75 m pod vozovkou. Příčníky jsou osově vzdáleny 3 m, spřažená železobetonová deska má tloušťku 220 mm (obr. 4 a 5).

6

s hlavním nosným systémem situovaným nad mostovkou. Zvažovány byly konstrukce příhradové, obloukové a zavěšené. Daným podmínkám nejlépe vyhovovala konstrukce s mostovkou zavěšenou na nízkých pylonech (obr. 2). Tato konstrukce je v zahraničí nazývána extradosed. Nízké pylony umožnily návrh konstrukce, která odpovídá měřítku města, konstrukci, která nepřehlušuje okolí a současně vytváří výraznou architekturu obohacující město. S ohledem na půdorysné zakřivení mostu jsou pylony příčně skloněny vně tak, aby po architektonické stránce otevřely prostor a při malém půdorysném a zakružovacím oblouku nebránily volnému výhledu řidiče. Sklon pylonu je navržen tak, aby jeho tíha vyrovnávala příčné ohybové momenty vyvolané příčnou výslednicí sil v závěsech, která vyplývá z půdorysného zakřivení mostu. Geometrie pylonů tak splňuje statická, provozní a estetická hlediska. Snahou autorů projektu bylo navrhnout úspornou a transparentní konstrukci, jejíž krása vychází ze statické funkce, a současně bezpečnou konstrukci, která nevyvolává u chodců nepříjemné pocity způsobené vibrací od pohybu aut, chůze a větru. Proto, s ohledem na zajištění aerodynamické stability, je mostovka tvořena parapetními nosníky komorového průřezu proudnicového tvaru. Most má tři pole s rozpětími 30 + 70 + 30 m, jeho celková délka je 140,3 m (obr. 3). Mostovka je tvořena dvěma ocelovými parapetními nosníky vzájemně spojenými nízkými 4/2012

❚

Mostovka Hlavní nosníky z oceli třídy S355 jsou tvořeny základním I průřezem se šikmou stojinou, který je doplněn skruženou kapotáží. Proti boulení je nosník vyztužen podélnými a příčnými výztuhami. Příčníky z oceli třídy S355 rozpětí 13,3 m jsou vevařeny mezi podélníky radiálně ke směrovému oblouku, dolní pásnice příčníku navazuje na dolní pásnici podélníku, horní pásnice příčníku je připojena ke stojině hlavního nosníku, která je v tomto místě vyztužena lokálně zesíleným diafragmatem. Příčníky v polích jsou jednostěnné, podporové jsou dvoustěnné, komůrkové. Spřažená železobetonová deska tloušťky 220 mm je umístěna přibližně v těžišti hlavních ocelových nosníků. Šířka desky mezi hlavními nosníky je 13,5 m, v podélném směru působí deska jako spojitá konstrukce s rozpětím 3 m mezi příčníky. Materiál desky je beton C35/45–XF1 se speciálně upravenou recepturou pro omezení vzniku smršťovacích trhlin. Spojení desky s příčníky je realizováno svislými spřahovacími trny na horních pásnicích příčníků, propojení se stěnami hlavních nosníků je zajištěno vodorovnými spřahovacími trny, přivařenými ke stěně hlavních nosníků. Závěsy Závěsný systém tvoří celkem padesát šest tyčových zavěsů systému Macalloy z jemnozrnné uhlíkové oceli, z toho čtyřicet osm je typu Macalloy 460 a osm Macalloy 520 (s mezí kluzu 460, resp. 520 MPa). Z každého ze čtyř pylonů je spuštěno po sedmi závěsech na obě strany. Jsou použity tři průměry závěsů – M100 (osm Macalloy 460), M90 (osm Macalloy 520) a M85 (čtyřicet Macalloy 460). Každý závěs je opatřen dvojicí systémových koncovek s krytkou. Z důvodu maximální výrobní délky tyčí 12 m jsou závěsy sestaveny ze tří částí spojených systémovými spojkami s napínáky Macalloy, umožňujícími dopnutí a rektifikaci závěsů (obr. 6).


37


❚

STRUCTURES

7

8

Pylony Pylony z oceli třídy S355 vysoké 13,01 m jsou umístěny nad vnitřními podpěrami mostu a spolu s podporovým příčníkem tvoří příčný polorám přenášející příčné a svislé účinky od závěsů. Pylon má pětistěnný uzavřený průřez. Vnitřní prostor pylonu je vyplněn betonem spojeným se stěnami spřahovacími trny. Kotvení závěsů je umístěno v horní zeslabené třetině pylonu (obr. 5b a 7). Koncovky tyčí jsou připojeny na kotevní plechy. Po betonáži výplně byly zakryty krycími plechy. Pylony byly navrženy pro působení ostatního stálého a nahodilého zatížení jako ocelobetonové průřezy – ocelový profil vyplněný betonem C30/37–XF1. Ve fázi napínání závěsů působil pouze průřez ocelový. Betonáž pylonu byla provedena dvěma plnicími otvory vytlačováním betonu odspodu nahoru, v horní části pylonů byl ponechán odvzdušňovací otvor. Založení a spodní stavba Spodní stavbu tvoří dvě krajní opěry a dvě vnitřní podpěry, všechny hlubině založené na pilotách průměru 900 mm. Podpěry z betonu C30/37-XF2 jsou v příčném směru mostu tvaru písmene „U“ se zaoblenou vnitřní částí a podkosením bočních stěn (obr. 8). Tloušťka podpěr je 2 m. Příčný ohyb pilířů je redukován předpětím vyvozeným sedmilanovými kabely ∅15,7 –Y1680S2 systému BBV. Výstavba dříků pilířů proběhla v jednom pracovním taktu bez pracovní spáry. Krajní opěry jsou železobetonové z betonu C30/37-XF2, členěné, svým tvarem korespondují s vnitřními podpěrami, a to včetně sešikmeného bočního líce zavěšených mostních křídel. Křídla jsou „vytažena“ do úrovně horního povrchu hlavních nosníků ocelové nosné konstrukce, na niž plynule navazují a respektují její zaoblený tvar. Horní část křídel byla vyrobena jako prefabrikát, který byl přesně osazen do potřebné polohy před betonáží monolitické části křídel. V opěrách je pod oběma hlavními nosníky provedeno vybrání pro osazení ocelových táhel sloužících k zachycení tahových reakcí z nosné konstrukce (obr. 9). Kotvení táhel je zajištěno předepnutými HPT tyčemi ∅36 mm, pro každé táhlo po čtyřech tyčích. HPT tyče byly osazeny při betonáži základů opěr, co nejpřesnější poloha byla zajištěna jejich osazením do speciálních kotevních ocelových přípravků, jež byly přesně vytyčeny a zůstaly v opěrách zabetonovány. Nosná konstrukce je na spodní stavbu uložena na hrncová ložiska, na vnitřních podpěrách jsou ložiska pevná, na opě38

9

10

rách vždy jedno ložisko podélně a jedno všesměrně posuvné. Mostní příslušenství a vybavení Na obou okrajích nosné konstrukce byly provedeny monolitické římsy z betonu C30/37-XF4. Šířka levé římsy je 1,52 m, pravé 4 m. Prostor nad římsami pod horní pásnicí hlavních nosníků je vyplněn monolitickým betonem C30/37-XF4. Dobetonávka byla prováděna v pracovních celcích odpovídajících rozdělení pracovních spár říms. V dobetonávce jsou vedeny PE chráničky pro uložení napájecích kabelů veřejného osvětlení s vyvedením do stožárů veřejného osvětlení. Pro odvodnění mostu slouží devět odvodňovačů 500/300 mm typu „Labe“. Kapacita odvodnění povrchu vozovky je zvětšena zřízením sníženého odvodňovacího žláb-


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

11a

11b

11c

11d

11e

11f

Obr. 7 Kotvení závěsů v pylonu ❚ Fig. 7 Stays’ anchoring at the pylon

11g

Obr. 8 Vnitřní podpěra ❚ Fig. 8 Intermediate support Obr. 9 Kotvení mostovky k opěře ❚ Fig. 9 Deck anchoring to the abutment 11h

Obr. 10 Geometrie vysouvané konstrukce ❚ Fig. 10 Geometry of the launched structure Obr. 11 Postup stavby ❚ Fig. 11 Construction sequences

ku z litého asfaltu hloubky 20 mm a šířky 250 mm podél obrubníku na nižší straně vozovky. Z odvodňovačů je voda odváděna podélným svodným potrubím. Potrubí prochází otvory vytvořenými ve všech příčnících a je vyústěno u opěr svislým svodem do žlábku v přídlažbě a do vývařišť. Na obou koncích mostu jsou osazeny jednoštěrbinové mostní závěry maximální šířky dilatační spáry 80 mm. Na horní pásnice ocelových hlavních nosníků je osazeno zábradlí výšky 1,4 m tvořené ocelovými sloupky, ocelovým madlem ve výšce 1,1 m nad povrchem chodníku a plnou výplní z polykarbonátu čiré barvy s vyleptanými svislými proužky. Zábradlí současně plní funkci zábrany proti nebezpečnému dotyku nad tratí ČD. P O S T U P V Ý S TAV B Y N O S N É K O N S T R U K C E

Ocelová konstrukce mostovky byla vysouvána od opěry č. 4 ve dvou etapách pomocí hydraulického tažného zařízení. Protože most je v půdorysném oblouku s poloměrem 256 m a ve vrcholovém oblouku s poloměrem 1 200 m, bylo nutno nahradit projektovanou geometrii vysouvané konstrukce kružnicí s poloměrem 250,5 m situovanou ve skloněné rovině. Naklonění roviny kružnice je 12,1° (obr. 10). Půdorysný oblouk a podélný profil pak tvořily elipsy. Odchylky v geometrii jsou do 3 mm. Výsun probíhal po kluzných ložiscích umístěných na sedmi provizorních podporách. Nejprve se na předmontáži ve zvý4/2012

❚

šené poloze přibližně 2 m nad definitivní niveletou svařila z jednotlivých montážních dílců první část ocelové konstrukce, která se následně vysunula (obr. 11a, b a 12). Poté se svařila druhá část ocelové konstrukce a opět vysunula (obr. 11c a d). Následně proběhla betonáž spřažené železobetonové desky (obr. 11e). Po vybudování desky byla konstrukce spuštěna do výsledné výškové polohy (obr. 11f), směrově zrektifikována, zafixována na jedno pevné ložisko na podpěře č. 3 a uložena na všechna ložiska na opěrách (vždy jedno podélně a jedno všesměrně posuvné). Následovalo osazení ocelových pylonů (obr. 11g). Před zavěšením mostovky byla aktivována ocelová táhla na opěrách. Poté byly instalovány a napnuty tyčové závěsy (obr. 11h a 13). Po aktivaci závěsů byly pylony vyplněny betonem a zajištěno uložení nosné konstrukce na ostatní pevná ložiska na podpěrách. Dále byly provedeny veškeré dokončovací práce. Statická a dynamická analýza Veškeré modely pro návrh a posouzení všech prvků nosné konstrukce byly vytvořeny v programovém systému MIDAS Civil 2006. Vysoká hladina napětí v závěsech umožnila lineární analýzu konstrukce a superpozici výsledků řešení. Síly v závěsech byly navrženy tak, aby vyrovnávaly účinky zatížení stálého, tzn. že velikost a průběh momentů od obou zatížení byl stejný, ale opačného znaménka. Most byl analyzován jako prostorová konstrukce, v které by-


39


❚

STRUCTURES

12

13

14

15

f(1),c = 1,400 Hz f(1),m = 1,400 Hz

f(2),c = 2,071 Hz f(2),m – nebyl vybuzen

Obr. 12

Vysouvání ocelové konstrukce

❚

Fig. 12

Launching of

f(3),c = 2,079 Hz f(3),m = 2,115 Hz

the steel structure ❚

Obr. 13

Napínání závěsů

Fig. 13

Stay’s tensioning

Obr. 14

Výpočtový model – globální analýza

❚

Fig. 14

Calculation

model – global analysis ❚

Obr. 15

Vypočítané (c) a změřené (m) první vlastní frekvence

Fig. 15

Calculated (c) and measured (m) first natural frequencies

ly podélné nosníky, příčníky, pylony a závěsy modelovány jako pruty, spřažená betonová deska jako deskostěna (obr. 14). Takto modelovaná konstrukce byla využita jak pro analýzu postupu výstavby, tak i pro analýzu provozního stavu. Časově závislá analýza zahrnula sestavení ocelového roštu, postupnou betonáž mostovky, osazení pylonů, postupné napínání jednotlivých párů závěsů, zhotovení vozovky a chodníků a betonáž pylonů. To vše s odpovídajícím podepřením (v průběhu výstavby se mění fixace nosné konstrukce na jednotlivých podpěrách) a zohledněním reologického chování betonu. Při analýze provozních stavů byly určeny statické účinky od nahodilého zatížení, vliv teplotních změn a zatížení větrem, brzdnými, rozjezdovými a odstředivými silami. Závěsy jsou modelovány prutovými prvky přenášejícími pouze normálovou sílu, na nichž je zadáno předpětí. Závěsy byly rovněž posouzeny na namáhání koncových částí ohybovým momentem a posouvající silou. Důležité detaily byly analyzovány na výsecích konstrukce modelované deskostěnovými prvky. V rámci dynamické analýzy byly stanoveny frekvence vlastních tvarů kmitání nosné konstrukce. Pro vyšetření dynamické odezvy chování mostu byl rovněž stanoven hmotný mo40

fc(4) = 3,354 Hz f(4),m = 3,770 Hz

ment setrvačnosti a kritická rychlost větru, při níž dojde k rozkmitání konstrukce. Výpočty prokázaly, že z hlediska dynamického chování je mostní konstrukce navržena bezpečně. Předpoklady projektu a kvalita prací byly ověřeny zatěžovacími zkouškami, statickou i dynamickou. Obě provedla firma Inset, s. r. o., Praha. Most byl zatížen vozidly Tatra 815 o hmotnosti 24 t ve dvou zatěžovacích stavech. V prvním bylo šest vozidel situováno ve středním poli symetricky k ose mostu, v druhém byla tři vozidla situována podél obslužného chodníku. Maximální deformace byly 39 mm. Mostní konstrukce se chovala pružně a při zkoušce nebyly odhaleny žádné závady anebo poruchy. Při dynamické zkoušce byla funkce mostu ověřena přejezdem vozidel přes normovou překážku a kontrolou vlastních tvarů a frekvencí vybuzených budičem. Také dynamická zkouška prokázala správnou funkci mostu a dobrou shodu vypočtených a změřených frekvencí (obr. 15). Z ÁV Ě R

Stavba mostu byla zahájena v červnu 2009, dokončena v říjnu 2011 (obr. 16). Most je kladně hodnocen jak laickou, tak i odbornou veřejností. V soutěži Česká dopravní stavba, dopravní technologie a výrazná inovace v dopravě získal most


❚

4/2012


16a

❚

STRUCTURES

16b

16c 16d

Cenu předsedy ČKAIT pro projektanta a Cenu časopisu Silnice Železnice za konstrukční detail. Architektonické a konstrukční řešení Projektová dokumentace (všechny stupně) Spolupráce na projektu ocelové konstrukce Zhotovitel Dodavatel tyčových závěsů Termín výstavby

Stráský, Hustý a partneři, s. r. o. Stráský, Hustý a partneři, s. r. o. Fevia, s. r. o. Firesta-Fišer, rekonstrukce, stavby, a. s. Tension systems, s. r. o. červen 2009 až říjen 2011

V projektu mostu byly využity výsledky řešení projektu MPO „Impuls“ FI – IM5/128 Progresivní konstrukce z vysokohodnotného betonu. Příspěvek byl vypracován v rámci výzkumného záměru MSM 0021630519 „Progresivní spolehlivé a trvanlivé nosné stavební konstrukce“.

Ing. Lenka Zapletalová Ing. Vladimír Puda Prof. Ing. Jiří Stráský, DSc. všichni: Stráský, Hustý a partneři, s. r. o.

Ing. Gabriela Šoukalová Firesta–Fišer, rekonstrukce, stavby, a. s.

4/2012

❚

Obr. 16 Most přes nádraží v Bohumíně, a), b), c), d) ❚ Fig. 16 Bridge across the railway station at Bohumin, a), b), c), d)


41


❚

STRUCTURES

KONTROLNÍ STANICE S VÁHOU PRO NÁKLADNÍ AUTOMOBILY V GULLESFJORDU ❚ GULLESFJORD WEIGHT CONTROL STATION

Obr. 1 Prostředí Gullesfjordu s kontrolní stanicí, oranžová barva fasády ulehčuje orientaci v zasněžené krajině ❚ Fig. 1 Surroundings of Gullesfjord with a weight control station, an orange colour of its facade is a bright mark in a snowy country Obr. 2 Zelená střecha minimalizuje vizuální dopad konstrukce na okraji národního parku ❚ Fig. 2 A green roof minimalizes vizual impact of the structure built on the border of a national park

Nedaleko přístaviště trajektů na vodní cestě z ostrova Senja u pobřeží Norska na souostroví Vesteralen a Lofoten je z důvodů sezónního nárůstu nákladní dopravy budováno řídící centrum. Jeho první částí, podle studie proveditelnosti z roku 2007, je stanice pro kontrolu nákladních automobilů s váhou. Dalšími částmi mají být čerpací stanice pohonných hmot, malý obchod s kavárnou, stanice autobusu a nezbytné zázemí pro turisty. Vzhledem k umístění stanice na vzdáleném okraji národního parku chránícího nedotčenou přírodu severního Norska bylo její citlivé začlenění do krajiny jedním z nejvýznamnějších požadavků. Dle projektu zpracovaného architektonickým atelierem Jarmund/Vigsnaes architekter z Osla tak, aby co nejvíce potlačil jeho vizuální dopad na okolní křehké prostředí, je objekt z části zapuštěn pod terén. Tím dosahuje „utajení“ v krajině i přes svou poměrně významnou předepsanou výšku, jež musí umožnit vjezd kamionům s vysokými návěsy do vnitřní haly (obr. 1). Celá konstrukce objektu s výjimkou severní, východní a jižní fasády je z betonu. Stanice na sebe upozorní přijíždějícího řidiče oranžovou skleněnou fasá42

1

2

dou částečně skrytou za šikmými betonovými sloupy podpírajícími zelenou zatravněnou střechu, která se svažuje hluboko přes objekt (obr. 2 a 3). Pouze ze severní a jižní strany zůstala pod hřebenem střechy dostatečná výška pro vjezd nákladního automobilu do vnitřní haly s kontrolním a vážním zařízením (obr. 4). Vzhledem k tomu, že stanice bude využívána spíše sporadicky, je vnitřní prostor (obr. 5) navržen pro současný pobyt tří až čtyř pracovníků. Stanice byla uvedena do provozu v roce 2011.

Poznámka redakce: Severní Norsko od polárního kruhu až daleko na sever na pobřeží Barenssova moře prochází v souvislosti s objevením významných zdrojů zemního plynu a ropy na pobřeží a bohatých ložisek nerostných surovin ve vnitrozemí rychlým rozvojem. Norská vláda však dbá o udržení a ochránění rozsáhlých přírodních oblastí bez dopadů rozvoje, který na druhé straně přináší zemi dříve nepředstavitelné bohatství. Vláda proto investuje nemalé prostředky k podpoře mezinárodních projektů (Norsko, Finsko, Rusko), které jsou zaměřeny na výzkum dopadů rozvoje těžby na přírodu a život obyvatelstva tohoto regionu a na přípravu urbanistického rozvoje, který bude respektovat tradiční norský způsob života v rozptýleném osídlení jen s řídkými správními centry (administrativa, školy, obchody a nemocnice).


❚

4/2012

4a

3 Obr. 3

4b Detail fasády

❚

Fig. 3

Detais of the facade

Obr. 4 a) Půdorys, b) příčný řez, c) vjezd pro kamióny, d) vnitřní hala s vážním zařízením ❚ Fig. 4 a) Layout, b) cross section, c) entry for trucks, d) interior hall with weigh equipmenting Obr. 5

Pracoviště obsluhy stanice

❚

Fig. 5

Service room

Redakce časopisu děkuje ateliéru Jarmund/Vigsnaes architekter za poskytnutí informací, fotografií a výkresové dokumentace. připravila Jana Margoldová Fotografie a výkresy na obr. 1, 3, 4c, d a 5 Nils Petter Dale, obr. 2 Håkon Aurlien, obr. 4a, b archív Jarmund/Vigsnaes architekter

4c 4d

5

4/2012

❚


43


❚

STRUCTURES

PROJEKT A SLEDOVÁNÍ MOSTU PŘES ÚDOLÍ HOŠŤOVSKÉHO POTOKA NA SLOVENSKU ❚ DESIGN AND MONITORING OF THE BRIDGE ACROSS THE HOSTOVSKY CREEK VALLEY, SLOVAKIA

Petr Novotný, Libor Konečný, Miloš Zich, Jiří Stráský

1

Most přes údolí Hošťovského potoka postavený na rychlostní komunikaci R1 na Slovensku je popsán s ohledem na architektonické a konstrukční řešení, statickou analýzu a technologii výstavby. Most celkové délky 975 m tvoří spojitý nosník o sedmnácti polích s rozpětími od 33 do 69 m. Mostovka šířky 25,66 m je tvořena jednokomorovým nosníkem s velmi vyloženými konzolami podepíranými prefabrikovanými vzpěrami. Mostovka proměnné výšky byla vytvářena postupně. Nejdříve byl v bednění zavěšeném na výsuvné skruži vybetonován páteřní nosník; potom byly osazeny vzpěry a byla vybetonována mostovková deska. Most byl podrobně sledován během stavby i za provozu; jeho funkce byla ověřena zatěžovacími zkouškami. ❚ A bridge across the Hostovsky Creek Valley that was built on Expressway R1, Slovakia is described in terms of the architectural and

2

structural solution, static analyses and process of construction. The bridge of the total length of 975 m has 17 spans of lengths from 33 to 69 m. The deck of the width of 25.66 m consists of a single box girder with large overhangs that are supported by precast struts. The haunched deck was erected progressively. At first, the spine girder was cast in a formwork suspended on overhead launching scaffolding; then the struts were erected and the deck slab was cast. The bridge has been monitored in detail both during construction and service; its function was verified by loading tests.

44

V září roku 2011 byl nedaleko města Nitra uveden do provozu 975 m dlouhý most přes údolí Hošťovského potoka (obr. 1). Most je součástí rychlostní komunikace R1 postavené jako PPP projekt. Osa mostu je směrově vedena částečně v přechodnici (pole 1 až 10) a částečně v kružnici o poloměru 2 000 m (pole 10 až 17). Výškově je komunikace v polích 5 až 11 vede-

na v údolnicovém zakružovacím oblouku o poloměru 10 000 m, na který na začátku a na konci mostu navazují vrcholové zakružovací oblouky. Niveleta je vedena 12,4 až 36,4 m nad terénem. Příčný spád se mění z -2,5 na +2,5 % v poli 5. V nabídkovém projektu byl každý směr 22,5 m široké komunikace veden po samostatném, letmo betonovaném mostě s typickým rozpětím 70 m. Aby


❚

4/2012

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E Obr. 1 Most přes údolí Hošťovského potoka ❚ Fig. 1 Bridge across the Hostovsky Creek Valley Obr. 2 Konstrukce mostu ❚ Fig. 2 Bridge structure Obr. 3 Podhled mostu ❚ Fig. 3 Bridge soffit Obr. 4 Podélný řez ❚ Fig. 4 Elevation Obr. 5 Příčný řez typickým polem: a) uprostřed rozpětí, b) u podpory ❚ Fig. 5 Cross section of a typical span: a) at mid-span, b) at support

3

4

5a

4/2012

5b

❚


❚

STRUCTURES

bylo možné postavit most během dvaceti tří měsíců, bylo rozhodnuto nahradit dva mosty jedním a pro stavbu využít novou výsuvnou skruž portugalské firmy Berd. Tato skruž, která využívá tak zvané organické předpětí eliminující deformace skruže při betonáži, umožňuje vybetonovat najednou až 70 m dlouhý úsek konstrukce. S ohledem na nosnost skruže však bylo možné ve skruži vybetonovat jen poměrně úzký 8,3 m široký komorový nosník (šířka dna komory 6,5 m), který bylo nutno rozšířit dodatečně betonovanými vnějšími konzolami. Při jejich vyložení 9,15 a 9,04 m bylo zřejmé, že konzoly je nutno podepřít vzpěrami. S ohledem na jednoduchou montáž i možnost využít vzpěry jako podpůrný prvek bednění konzol, byly zvoleny deskové vzpěry. Protože komorový nosník je schopen bezpečně přenést smyková napětí od nesymetrického zatížení, nebyla využita možnost zvětšení torzní tuhosti konstrukce vzájemným spojením vzpěr [1]. Toto řešení bylo použito nejen u řady mostů realizovaných v České a Slovenské republice ale nedávno také při stavbě východní části mostu San Francisco–Oakland. U tohoto mostu jsou 2 x 2 103 m dlouhé viadukty s typickým rozpětím polí 160 m sestaveny z prefabrikovaných segmentů šířky 25,7 m, které jsou tvořeny komorovým nosníkem s velmi vyloženými konzolami podepřenými vzájemně nespojenými deskovými vzpěrami [2]. Nahrazení dvou mostů jedním a požadavek na poměrně úzký páteřní nosník umožnily podepřít nosnou konstrukci jednoduchými podpěrami konstantní šířky. Konstrukce tak má jednoduché a čisté uspořádání, u kterého se konstrukční prvky v šikmých pohledech nekříží. Proto je most v každém pohledu jasně čitelný (obr. 2). Vnější deskové vzpěry je nutno, s ohledem na jejich dopravu a montáž, ztužit žebry. Při řešení bylo, na rozdíl od našich předcházejících konstrukcí, rozhodnuto situovat žebra vně. To umožnilo nejen bezpečný pohyb pracovníků po již smontovaných prvcích, ale také rozčlenit jejich podhled. Konstrukce tak kombinuje hladký povrch základních nosných prvků (páteřní nosník a podpěry) s žebrovanými vzpěrami, které vytváří hru stínů, a tak opticky odlehčují konstrukci (obr. 3 a 20 až 22). 45


❚

STRUCTURES Obr. 6 Uspořádání předpínacích kabelů v typickém poli: a) podélný řez, b) příčný řez, 1 – spojité soudržné kabely, 2 - podporové soudržné kabely, 3 – vnější nesoudržné kabely ❚ Fig. 6 Arrangement of the prestressing tendons: a) longitudinal section, b) cross section , 1 – continuous bonded tendons, 2 – bonded tendons at supports, 3 – external un-bonded tendons.

1

2

3

Obr. 7 Postup stavby ❚ Fig. 7 Construction sequences

6a

Obr. 8 Postupná výstavba mostu ❚ Fig. 8 Progressive erection of the bridge Obr. 9 Postupná stavba nosné konstrukce: a) páteřní nosník – spodní deska a stěny, b) páteřní nosník – horní deska, c) prefabrikované vzpěry, d) vnější konzoly ❚ Fig. 9 Progressive assembly of the superstructure: a) spine girder – bottom slab and webs, b) spine girder – top slab, c) precast struts, d) overhangs

6b

7

Obr. 10 Montáž prefabrikovaných vzpěr ❚ Fig. 10 Erection of the precast struts Obr. 11 Bednění vnějších konzol ❚ Fig. 11 Formwork of the overhangs

8

9a

9c

9b

9d

46


❚

4/2012


STRUCTURES

11

KONSTRUKČNÍ ŘEŠENÍ

Most šířky 25,66 m je navržen jako spojitý nosník o sedmnácti polích proměnné výšky s rozpětími 33 + 42 + 45 + 48 + 9 × 69 + 48 + 45 + 42 + 33 m (obr. 4 a 5). Výška nosné konstrukce se mění kruhovými náběhy ze 4 m nad podporou do 2,6 m uprostřed rozpětí. Stejná výška je v krajních polích. Základní komorový nosník šířky 6,3 m (šířka dna komory 6,5 m) byl vybetonován s krátkými konzolami délky 1 m. Monolitické části nosné konstrukce jsou z betonu pevnostní třídy C35/45, prefabrikované vzpěry jsou z betonu C45/55. Na podpěrách 1 až 6 a 11 až 17 je nosná konstrukce uložena na dvojicích hrncových ložisek, na podpěrách 7 a 10 je podepřena vrubovými klouby a na podpěrách 8 a 9 je nosná konstrukce rámově spojena s pilíři. Pilíře mají konstantní průřez tvaru masívního písmena „X“. Šířka pilířů v příčném směru je 6,5 m, v podélném směru se mění od 2,2 m v blízkosti krajních opěr až po 3 m u pilířů podepírajících náběhovaná pole. Pilíře jsou na bočních a čelních stranách opatřeny svislými drážkami. Výška pilířů je s ohledem na konfiguraci terénu a výškové vedení nivelety od 12 do 30,3 m. Opěry jsou navržené klasické se závěrnými zídkami a rovnoběžnými křídly. Opěry a pilíře jsou založeny na velkoprůměrových pilotách Ø1,2 m. Délky pilot jsou proměnné od 11 do 15 m pod pilíři a 18 m na opěrách, kde jsou poměrně vysoké násypy. Pod každou podpěru 5 až 14 je umístěno 35 pilot. Detailní uspořádání předpínací výztuže vyplynulo z navrženého postupu výstavby. Nosná konstrukce je v podélném směru předepnuta vnitřními soudržnými kabely vedenými v průřezu 4/2012

❚

❚

konstrukce a vnějšími nesoudržnými kabely vedenými uvnitř komory mostu (obr. 6). Zatímco vnitřní kabely byly napínány při stavbě základního průřezu, vnější kabely byly napínány až po vybetonování vnějších konzol. Ve stěnách komory konstantní tloušťky 500 mm je vedeno 2krát šest soudržných kabelů složených z dvanácti lan, které jsou napínány a spojkovány v pracovních spárách. V 69m polích jsou navíc ve stěnách vedeny 2krát dva kabely, které se v polích převádějí do zesílení dolní desky v blízkosti stěn. Nad podpěrami 5 až 14 je vedeno 2krát šest přímých kabelů v horní desce. Tyto kabely jsou kotvené v nálitcích v rozích komory na napínané straně a pomocí rozplétaných kotev na nenapínané straně. Volné předpětí je z 2krát čtyř kabelů tvořených třiceti jedním lanem, počet kabelů se zmenšuje s klesajícím rozpětím na okrajích mostu. Kabely jsou vedené přes tři pole a jsou zakotvené v podporových příčnících. Vychýlení kabelů v polích se realizuje v deviátorových stěnách. V příčném směru je konstrukce předepnutá 4lanovými kabely vedenými v plochých kanálcích situovaných ve vzdálenosti 1,5 m. Kotvy kabelů jsou předem zabetonované v prefabrikátech. Ve vozovce jsou dvě odvodňovací úžlabí v poloze podle příčného spádu mostu, která jsou osazena odvodňovači ACO Multitop HSD-2, 500 x 300 ve vzdálenosti 3 až 30 m. Odvodňovače se napojují příčnými svody do sběrných potrubí vedených v komoře. V nejnižším místě u podpěry 10, kde je most spojen s podpěrou vrubovými klouby, se voda odvádí do dálniční kanalizace svislými svody umístěnými ve střední rýze pilířů.


P O S T U P S TAV B Y

Po provedení založení a spodní stavby se postupně zhotovila nosná konstrukce (obr. 7 a 8). Nedříve byl vybetonován páteřní nosník tvořený 6,3 m širokou střední komorou s 1 m konzolami celkové šířky 8,3 m, v pořadí spodní deska se stěnami (obr. 9a) a poté horní deska (obr. 9b). Páteřní nosník byl v polích 1 až 3 a 15 až 17 betonován na pevné skruži, v typických polích 4 až 14 se betonoval ve výsuvné skruži po polích s přečnívající konzolou délky 16,5 m. Před odskružením byl páteřní nosník předepnut soudržnými kabely vedenými ve stěnách. Přímé soudržné kabely vedené v horní desce byly napnuty před osazením prefabrikovaných vzpěr. Vnější kabely, které předpínají celý průřez, se napínaly až po vybetonování a příčném předepnutí vnějších konzol. Vnější konzoly se vytvářely dodatečně, vždy dvě pole za betonovaným úsekem. Nejdříve se ve skladebném modulu 3 m osadily prefabrikované vzpěry (obr. 9c a 10). Jejich dolní konec se osadil do drážky v páteřním nosníku, horní konec se zavěsil na spojkované tyče zakotvené v desce nosníku. Vnější konzoly se betonovaly po úsecích délky max. 36 m do posuvného bednění podepřeného vzpěrami (obr. 9d a 11). Když beton konzol dosáhl krychelné pevnosti 35 MPa, napnuly se příčné kabely. Teprve potom se napnuly vnější kabely. Výstavba probíhala proudovým způsobem. Pro výstavbu v polích 4 až 14 byla použita ocelová výsuvná skruž s horním nosníkem od portugalské firmy Berd. Skruž tvoří příhradový oblouk s táhlem, které se automaticky dopíná při překročení deformace skruže velikos47


❚

STRUCTURES

12

ti 20 až 25 mm. Tento systém, nazývaný organické předpětí (OPS), eliminuje svislé průhyby skruže při betonáži. Konstrukce je tak vybetonovaná přesně v geometrii předepsané projektem. Rozpětí oblouku skruže je 55 m. Skruž je podepřena 2,5 m od konce převislé konzoly. Přední noha je podepřená zárodkem, který tvoří podporový segment nosné konstrukce. Ten byl betonován v předstihu. Stabilita zárodku byla zajištěna zablokováním ložisek,

podepřením hydraulickými lisy a aktivací předpínacích tyčí kotvených v hlavicích pilířů. Kabely se napínaly ihned po dosažení požadované krychelné pevnosti. Po napnutí osmnácti kabelů se skruž ihned posouvala do dalšího pole. Současně probíhala stavba zárodků dalších polí a krajních polí na pevné skruži. Výstavba polí 4 až 14 ve výsuvné skruži probíhala od září 2010 do května 2011.

13a

13b

14a

14b

15a

15b

15c

48

Stavba mostu byla zahájena v listopadu 2009 a ukončena v září 2011. V září 2011 byla také provedena statická a dynamická zatěžovací zkouška. S TAT I C K Á A N A LÝ Z A

Konstrukce mostu byla analyzovaná programovými systémy MIDAS Civil a MIDAS FEA. Kontrolní nezávislý výpočet byl proveden programovým systémem Scia Engineer. Globální model konstrukce byl sestaven z prutových prvků (obr. 13). Tento model vystihnul podrobný postup výstavby, postupné předpínání kabelů a reologii betonu, která byla uvažována podle CEB-FIP Model Code 1990. Statický výpočet byl ještě proveden podle, nyní již neplatné, soustavy norem STN 73 6203, STN 73 6206 a STN 73 1251. I když vnější, vzájemně nespojené vzpěry přispívají k přenosu smykových napětí, byl páteřní komorový nosník konzervativně posouzen bez uvážení tohoto vlivu. Naopak, vnější vzpěry byly navrženy na vnitřní síly, které vznikají při jejich plném působení. Pro analýzu příčného směru byl použit jednak prutový model se zohledněním podrobného postupu výstavby a předpínání kabelů, včetně dotvarování a smršťování betonu (obr. 14a), jednak deskostěnový model části mostu pro účinky nahodilého (proměnného) zatížení (obr. 14b). Tento deskostěnový model sloužil také k určení rozdělení normálových napětí v příčném řezu. Přenos namáhání z nosné konstrukce do pilířů podporovými příčníky byl podrobně ověřen zejména v oblasti rámového spojení na pilířích 8 a 9. Pro tento účel byl vypracován podrobný model výseku konstrukce sestavený z objemových prvků v programu MIDAS FEA (obr. 15). Model zahrno-


❚

4/2012


❚

STRUCTURES

Obr. 12 Postupná výstavba mostu ❚ Fig. 12 Progressive construction of the bridge Obr. 13 Prutový model: a) most, b) typické pole ❚ Fig. 13 Bar model: a) bridge, b) typical span Obr. 14 Analýza příčného směru: a) prutový model postupné výstavby, b) deskostěnový model ❚ Fig. 14 Transverse analysis: a) bar model of the incremental erection, b) shell model Obr. 15 Model podporové části sestavené z objemových prvků: a) řešená část, b) mostovka, c) příčník ❚ Fig. 15 Model of the support portion assembled of solid elements: a) analyzed portion, b) deck slab, c) diaphragm. Obr. 16 Sledované řezy, poloha zatížení ❚ Fig. 16 Monitored sections, load position

val také předpínací kabely, postupný vznik jednotlivých částí průřezu a přerozdělení namáhání vlivem dotvarování a smršťování. S L E D O VÁ N Í K O N S T R U K C E

S ohledem na neobvyklé konstrukční řešení kombinující konstrukční prvky různého stáří a s ohledem na postupnou výstavbu mostu bylo dohodnuto most podrobně sledovat jak během výstavby, tak i při zatěžovací zkoušce 17a

16

a za provozu. Návrh sledování vycházel ze zkušeností s prováděním dlouhodobého sledování mostů na dálnici D47 u Ostravy [3]. Práce byly rozděleny do čtyř na sebe navazujících fází [4]: • přípravná fáze (nezávislé statické analýzy konstrukce, určení sledovaných míst a měřených veličin, vypracování podrobného projektu sledování), • vybavení konstrukce měřickým zařízením,

• provedení

doprovodných zkoušek materiálů, • sledování konstrukce v době výstavby, při zatěžovací zkoušce a za provozu. Pro sledování napjatosti v betonu (poměrného přetvoření) byly v konstrukci mostu osazeny strunové tenzometry od firmy Gage Technique. Osazení tenzometrů bylo v průběhu výstavby mostu provedeno ve čtyřech příčných řezech (obr. 16). Dva řezy (C, D)

17b

Obr. 17 Vypočtená a změřená poměrná přetvoření od symetrického zatížení: a) řez A, b) řez B ❚ Fig. 17 Calculated and measured strains from symmetrical load: a) section A, b) section B

18a

18b

Obr. 18 Vypočtená a změřená poměrná přetvoření od nesymetrického zatížení: a) řez C, b) řez D ❚ Fig. 18 Calculated and measured strains from nonsymmetrical load: a) section C, b) section D

4/2012

❚


49


❚

STRUCTURES

19

Literatura: [1] Strasky J.: Design and construction of cable-stayed bridges in the Czech Republic. PCI JOURNAL, NovemberDecember 1993 [2] Strasky J.: Čtyři velké mosty, 10. mezinár. symp. Mosty 2005, ISBN 80-86604-17-9 [3] Zich M.: Koncepce dlouhodobého sledování mostů na dálnici D47, časopis Beton TKS 4/2011, ISSN 1213-3116 [4] Zich M., Tichý P.: Dlouhodobé sledování mostu nad údolím Hošťovského potoka na Rychlostní komunikaci R1, Slovensko. 17. mezinár. symp. Mosty 2012, ISBN 978-80-86604-56-5 [5] Moravčík M.: Správa zo základnej statickej zaťažovacej skúšky mostného objektu: SB 205-00 „Most na R1 nad údolím, Hošťovským potokom a poľnou cestou v km 6,423“, stavba: Rýchlostná cesta R1, 2. úsek: Selenec–Beladice. Žilina, september 2011

Obr. 19 Vypočtená a změřená poměrná přetvoření v řezu A ❚ Fig. 19 Calculated and measured strains at section D Obr. 20 Geometrie mostu ❚ Fig. 20 Bridge geometry Obr. 21a,b Typická pole ❚ Fig. 21a,b Typical spans Obr. 22 Prefabrikované vzpěry ❚ Fig. 22 Precast struts

20

jsou osazeny v poli č. 6 a dva (A, B) v poli 7. Pole 6 představuje typické pole s kluzným uložením na pilíři 6 a pole 7 je spojené s pilířem 7 pomocí vrubových kloubů a v místě pilíře 8 pomocí rámového spojení. V obou sledovaných polích je jeden řez umístěn uprostřed rozpětí a jeden cca 0,5 m od líce zárodku pilířů. V každém řezu bylo osazeno deset tenzometrů (tři v dolní desce a sedm v horní desce) (obr. 17 a 18). 50

Tenzometry byly osazeny cca v polovině tloušťky jednotlivých desek a sledují přetvoření v podélném směru mostu. Kabely od tenzometrů byly svedeny do dutiny mostu, kde je umožněno připojení měřící ústředny DataTaker DT, která automaticky se zvolenou periodou ukládá hodnoty frekvencí jednotlivých strunových tenzometrů a jejich teplotu (měřenou pomocí odporu zabudovaných termistorů). Frekvence kmitání struny tenzometru je poté pře-

váděna na odpovídající hodnotu poměrného přetvoření betonu. V dutině mostu je dále sledována teplota a vlhkost vzduchu. Nad rámec běžných laboratorních zkoušek předepsaných normami bylo během výstavby typického pole 6 mostu vyrobeno ze skutečně použité betonové směsi: • šest hranolů 400 x 100 x 100 mm a šest zkušebních krychlí o hraně 150 mm pro nezávislé ověření kry-


❚

4/2012

❚

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E 21a

21b

chelné pevnosti, hranolové pevnosti a modulu pružnosti betonu; • sedm hranolů 400 x 80 x 80 mm pro ověření reologických vlastností, na dvou vzorcích je sledováno smršťování a dva vzorky jsou zatíženy ve speciálních lisech za účelem sledování dotvarování (pomocí příložných strunových tenzometrů), na jednom jsou sledovány hmotností úbytky. Po skončení výroby byly tyto vzorky umístěny v klimatizované laboratoři FAST VUT v Brně při konstantní vlhkosti cca 60 %. Do zbývajících dvou

22

hranolů byly osazeny strunové tenzometry. Tyto hranoly byly umístěny na stavbě do dutiny mostu a slouží pro sledování poměrného přetvoření od smršťování ve stejných vlhkostních podmínkách jako skutečný most. Sledování reologických vlastností v laboratoři i na stavbě stále probíhá. Po dokončení betonáže mostu v místě umístění strunových tenzometrů začalo měření změn poměrného přetvoření betonu. Jednalo se vždy o měře4/2012

STRUCTURES

❚

ní jednorázová. Měření byla odečtena v následujících významných časech: před aktivací soudržného předpětí, po předepnutí soudržných kabelů pole a odskružení, po montáži prefabrikátů konzol (vzpěr), po betonáži konzol, po aktivaci předepnutí všech volných kabelů v poli a po vnesení ostatního stálého zatížení apod. Při každém měření byl podrobně zaznamenáván stav mostu (statické schéma, dokončené části, předepnuté kabely, montážní zatížení apod.). Ukázka doposud naměřených dat je uvedena na obr. 19. Jedná se o průběhy přetvoření betonu na čidlech v řezu A. Je dobře patrná postupná betonáž jednotlivých částí průřezu a ustálení přetvoření po dokončení nosné konstrukce mostu. Během statické zatěžovací zkoušky [5] bylo jako doprovodné měření prováděno měření změn poměrného přetvoření betonu pomocí zabudovaných strunových tenzometrů. Pro sledování bylo využito čtyř ústředen DataTaker, které průběžně, v intervalu po jedné minutě, sledovaly změny přetvoření od tří zatěžovacích stavů (obr. 16). U pole 5 a 7 se jednalo o symetrické zatížení 2 + 6 + 6 + 2 = 16 čtyřnápravovými vozidly Mercedes průměrné hmotnosti 32,05 t, které vyvodilo maximální kladný moment. Při zatěžování pole 6 se jednalo o nesymetrické zatížení 6 + 2 = 8 vozidly situovanými na levé straně mostu, které vyvodily maximální kroucení nosné konstrukce. Na obr. 16 a 17 jsou uvedeny změřené a vypočítané hodnoty poměrných přetvoření pro tato zatížení. Dosud změřené hodnoty poměrných přetvoření porovnané s teoretickými hodnotami v řezu A jsou uvedeny na obr. 19. Z výsledků je zřejmé, že chování konstrukce odpovídá statickým předpokladům, a konstrukce má požadovanou kvalitu.


Z ÁV Ě R

Most je součástí rychlostní komunikace R1 postavené jako PPP projekt. Stavba mostu proběhla bez podstatných problémů a během dosavadního provozu (obr. 20 až 22) se nevyskytly žádné poruchy anebo problémy. Koncesionář Architektonické a konstrukční řešení mostu, alternativní návrh a prováděcí projekt Nezávislá kontrola projektu a řízení sledování konstrukce mostu Hlavní zhotovitel Vlastní zhotovitel Dodavatel předpínacího systému

Granvia, a. s. Stráský, Hustý a partneři, s. r. o.

Ing. Miloš Zich, Ph.D. Granvia Construction, s. r. o. Eurovia CS, a. s., odštěpný závod Čechy střed, závod Řevnice VSL Systémy CZ, s. r. o.

Při návrhu mostu byly využity výsledky řešení projektu MPO „Impuls“ FI – IM5/128 Progresivní konstrukce z vysokohodnotného betonu. Příspěvek byl vypracován v rámci výzkumného záměru MSM 0021630519 „Progresivní spolehlivé a trvanlivé nosné stavební konstrukce“. Ing. Petr Novotný, Ph.D. e-mail: [email protected] Ing. Libor Konečný e-mail: [email protected] oba: Stráský, Hustý a partneři Bohunická 50, 619 00 Brno, tel.: 547 101 811, www.shp.eu Doc. Ing. Miloš Zich, Ph.D. [email protected] Prof. Ing. Jiří Stráský, DSc. e-mail: [email protected] Oba: Stráský, Hustý a partneři Bohunická 50, 619 00 Brno, tel.: 547 101 811 www.shp.eu & Fakulta stavební VUT v Brně Veveří 95, 662 37 Brno, tel.: 541 147 845

51


❚

STRUCTURES

MOSTY PŘES JEZERO VE VESLAŘSKÉM CENTRU V ETONU, DORNEY, WINDSOR ❚ ETON ROWING LAKE BRIDGES, DORNEY, WINDSOR

1

Článek popisuje proces návrhu a realizace tří mostů na servisní komunikaci a cyklistické stezce podél jezera, na němž se uskutečnily veslařské soutěže Letních olympijských her 2012. ❚ Process of design and construction of three bridges on a service road and a cycle path along the lake prepared for rowing competitions of the Summer Olympic Game 2012 is described in the article.

Olympijské veslařské centrum nedaleko Taplow v hrabství Buckingham share se začalo připravovat na umělém jezeře, které vzniklo jako důsledek těžby štěrku v místě s jílovitým podložím a vysokou hladinou spodní vody, už v roce 2000. Společnost, která štěrk v daném místě těží, je ve vlastnictví Eton College. Hlavní jezero je dlouhé 2 km a široké 140 m, rovnoběžné jezero pro návrat od cíle ke startu je široké 80 m. Po pruhu země, který obě jezera odděluje, vede přístupová silnice a cyklistická stezka. Jezera jsou vzájemně propojena kanály v místě startu, uprostřed délky a v cíli, takže pro silnici a stezku bylo potřeba postavit tři dvojice mostů.

šení opuštěno a projektová kancelář byla požádána, aby se pokusila najít možnou alternativu v rámci cenového rozpočtu s důrazem na citlivé zasazení konstrukcí do okolního prostředí. Prvním krokem ke snížení nákladů bylo převedení silnice a stezky přes kanály vždy po společném mostě, tím se snížil počet projektovaných konstrukcí na polovinu. Z několika různých navržených řešení byly vybrány monolitické betonové kon-

strukce, v řezu tvaru širokého „U”, uložené na betonové opěry. Boční parapetní nosník vysoký ve středu rozpětí mostu 1 m se směrem k oběma opěrám mírně snižuje, což při pohledu zboku vyvolává dojem „zešpičatění“ mostu. Do nosníků je ukotveno ocelové zábradlí proměnné výšky tak, aby jeho celková výška od mostovky po celé délce mostu splnila požadovaných 1,15 m. Projekty mostních konstrukcí byly vypracovány ve dvou velikostech, mos2

C E N O V Ě P Ř I J AT E L N É Ř E Š E N Í

Původní projekt počítal s výstavbou šesti ocelových mostů, avšak celková cena realizace by přesáhla stanovený rozpočet. Proto bylo původní ře52


❚

4/2012


Obr. 1

Dokončená lávka

❚

Fig. 1

❚

STRUCTURES

4

Elevation of completed footbridge

Obr. 2 Stíny zvýrazňují strukturovaný povrch betonu ❚ Fig. 2 Shadows highlighting the concrete finish Obr. 3

Pohled na mostovku

❚

Fig. 3

Side view on upstand

Obr. 4

Detail ocelové vzpěry

❚

Fig. 4

Detail of main strut

Obr. 5a,b Podhled dokončeného mostu finished bridge

❚

Fig. 5a,b

ty v místě startu a uprostřed délky jezera mají rozpětí 24 m a užitnou šířku 6,5 m, most u cíle má rozpětí 33 m a šířku vozovky 3,5 m. PA R A M E T RY N ÁV R H U

Pro dosažení optimalizace cenových nákladů byla pro návrh konstrukce přijata řada omezujících parametrů. Betonová deska nosné konstrukce mostu byla z obou opěr podepřena vždy čtveřicí šikmých ocelových vzpěr

Soffit of

– tím se dosáhlo snížení rozpětí. Ocelové vzpěry svým tvarem připomínají kovovou konstrukci pro uchycení vesla na boku lodi. Místo použití šikmých pilot k zachycení reakcí od šikmých vzpěr, bylo navrženo jejich opření do betonových opěr s využitím pasivního zemního tlaku štěrkových vrstev. Kolem obvodu opěr byly vybudovány dočasné milánské stěny, aby prostor opěry mohl být odtěžen, zpětně zaplněn hut5a

4/2012

❚

něným štěrkem a přebetonován v suchém prostředí. Železobetonový patní nosník opěry je silný 2 m a je zapuštěn do štěrku do hloubky 3 m. Mosty jsou navrženy jako mosty integrálního typu, tzn. bez ložisek na opěrách. Koncová pole mostů tvoří úseky mezi opěrami a kruhovými dutými ocelovými šikmými vzpěrami. Aby se konstrukce mohla roztahovat a smršťovat v závislosti na teplotě okolního prostředí, je most uložen na opěrách na stě-

5b


53


nách tloušťky pouze 200 mm. Stěna byla navržena v omezené tloušťce tak, aby dovolovala dostatečný pohyb mostní konstrukce vyvolaný změnou teploty, nevznikala v ní osová napětí, avšak byla schopná konstrukci podpírat. Aby byl zajištěn trvalý volný pohyb opěrné stěny vyvolaný teplotním namáháním, byly do podloží za opěrou zaraženy trvalé štětové stěny k zachycení zemního tlaku a prostor mezi štětovnicemi a opěrou byl zaplněn rozpínavou výplní. Bylo přijato usnesení o neveřejné a mimořádné povaze konstrukce, což umožnilo snížit její návrhové zatížení oproti požadavkům zatížitelnosti mostů dle obecně platných předpisů pro návrh mostů. Návrh zohledňuje potřeby vozů hasičů a vysílacích společností jako nejvyšší možné zatížení. Klíčovou položkou nákladů byl čas výstavby. Mosty měly být dokončeny před úplným napuštěním jezer i spojujících kanálů. Monolitická betonová konstrukce tak mohla být betonována na tradiční pevné skruži. POVRCHY MOSTŮ

Od první fáze projektu bylo zřejmé, že zvolená ekonomicky přijatelná betonová varianta konstrukce je vzhledově nevýrazná. Architekt se proto rozhodl vyjádřit téma jezer s rybáři na loďkách měkce tvarovaným podhledem mostů se zdůrazněním tradiční konstrukce veslařských lodí. Navržený povrch mostů byl vytvořen otiskem prken připevněných ke stěnám bednění před uložením výztuže. Prkna byla upevněna v podélných pásech tak, aby se

54

❚

STRUCTURES

ve svislém směru pravidelně překrývala. Všechny překryvy byly pečlivě utěsněny, aby spárami nevyteklo cementové mléko a nebyl ohrožen výsledný kvalitní povrch betonu. Už v rané fázi přípravy výstavby mostu bylo dodavatelem rozhodnuto betonovat celou konstrukci najednou. Tzn., že bednění vnitřní strany parapetních nosníků muselo být zavěšeno na konzolách otočených kolem budoucího nosníku směrem nad desku mostu a ukotvených na skruži. Aby bylo zajištěno dokonalé zatečení betonu v celém objemu silně vyztuženého nosníku a aby se jemná struktura dřeva dokonale otiskla do povrchu betonu, byl pro betonáž použit snadnozhutnitelný beton s plastifikátorem (požadovaná hodnota sednutí kužele byla stanovena na 100 mm). Jasný oranžový nátěr činí z mostů výrazný bod v krajině a pro veslaře jsou orientačními ukazateli vzdáleností na jejich závodní dráze. Z ÁV Ě R

Těsná spolupráce hlavního dodavatele a subdodavatele umožnila splnit náročné požadavky zadání. Dobré vztahy mezi klientem, projektantem a dodavatelem přispěly k dodržení časových termínů výstavby i stanovených finančních nákladů. Mosty se staly významným vizuálním prvkem veslařského areálu a budou jistě dobře sloužit všem, kdo budou zajišťovat tréninky sportovců i hladký průběh soutěží a zejména závodníkům Letních olympijských her 2012. Britská Betonářská společnost oce-

nila mosty v roce 2005 titulem „Vynikající betonová konstrukce”. Vyjádření soutěžní komise Soubor tří malých, zdánlivě jednoduchých betonových mostů s ocelovými konstrukčními prvky umožňuje pohyb vozidel trenérů a doprovodu podél veslařského areálu. Mírně vyklenuté mosty nenarušují celkový výhled na veslařský areál, ale jsou pro místo výraznými orientačními body. Elegantní tvar konstrukcí s jemně strukturovaným povrchem připomíná štíhlé veslařské lodě. Řemeslná dovednost tesařů při sestavování netradičního bednění srovnatelná s uměním stavitelů lodí umožnila postavit krásné betonové konstrukce. Dobré užití betonu v projektu a následná pečlivá realizace konstrukce umožnily naplnění dobře formulovaných funkčních požadavků investora bez nadměrně rušivých komplikací. Vlastník Architekt a projektant Hlavní dodavatel Dodavatel betonu Dodavatel předpjatého betonu Štětové stěny Bednění a lešení

Eton Aggregates Ltd whitbybird Bridges Team Sir Robert McAlpine London Concrete Ltd Chiltern Concrete & Stone Ltd Fussey Piling Ltd Konform Ltd

Fotografie Jaap Oepkes Redakce časopisu děkuje redakci časopisu Concrete for industry za svolení k publikování českého překladu článku.

Připravila Jana Margoldová


❚

4/2012

SANACE A REKONSTRUKCE

❚

REHABILITATION AND RECONSTRUCTION

OPRAVA DRÁHY TWY D NA LETIŠTI PRAHA-RUZYNĚ POMOCÍ TECHNOLOGIE „RYCHLÝCH“ BETONŮ ❚ RENOVATION OF RUNWAY TWY D AT THE PRAGUE-RUZYNĚ AIRPORT USING “FAST SETTING” CONCRETE TECHNOLOGY Jiří Šrůtka Kompletní oprava vzletové a přistávací dráhy TWY D na letišti Praha-Ruzyně včetně vybourání poškozené plochy proběhla v čase pouhých 72 h při celkové výměře takřka 1 200 m2. V praxi to znamenalo, že nebylo nutné toto vytížené letiště uzavírat a omezovat na dlouhých 30 dnů, ale pouze na 72 h. ❚ The complete renovation of the landing runway TWY D at the Prague-

provozu letiště, ztráty jeho příjmů a další nepříznivé faktory. Proto si provozovatel vynucuje snižování všech dopravních omezení způsobených stavebními pracemi. Z uvedených důvodů jedinou schůdnou cestou, jak řešit špatný technický stav betonových ploch, je maximální zkrácení průběhu oprav. To je možné pouze za podmínky použití nejmodernějších technologií.

Ruzyně airport including the demolition of the damaged area measuring almost 1,200 m2 was

VÝVOJ TECHNOLOGIE

performed in a mere 72 hours. This meant that

Vývoj „rychlých betonů“ pro opravy a sanace poruch betonových ploch začal u Skanska, a. s., přibližně před sedmi lety. Za tu dobu bylo postupným vývojem, soustavným zlepšováním dosažených výsledků, trvalým získáváním zkušeností a značným úsilím v oblasti zkušebnictví dosaženo stavu, kdy na pozemních komunikacích (dálnicích) je tato technologie již běžně používanou a hlavně dostatečně odzkoušenou a ověřenou (tab. 1).

it was not necessary to shut-down or restrict operations at this busy airport for 30 days but only for 72 hours.

Obrovské zatížení letiště Praha-Ruzyně způsobuje provozovateli značné potíže s plánováním a hlavně s realizací oprav pohybových ploch. S těmito opravami dodnes byly spojeny nutné odstávky vzletových a přistávacích drah a dalších pohybových ploch, omezování

Proto bylo ve spolupráci s projektantem a investorem, z důvodu maximálního zkrácení času opravy při opětovném zachování betonového krytu, rozhodnuto o prvním využití uvedené technologie na letišti v ČR. Samotný vývoj „rychlého“ betonu, který se používá na pozemních komunikacích, je možno dohledat z dříve uveřejněných příspěvků na různých odborných konferencích. Z technologických důvodů a také vzhledem k požadavkům investora (projektanta), bylo nutno parametry betonu upravit přesně na požadavky stavby. Např. jedním z technologických požadavků bylo, že beton bude zpracováván finišerem ve velké ploše a šířce (15 m) na rozdíl od daleko menších oprav na pozemních komunikacích, což mělo vliv na požadavek doby zpracovatelnosti. Zpřísňující požadavek projektanta byl také na pevnost betonu. Zde v době uvedení drá-

1

Tab. 1 Základní nastavení „rychlých“ betonů pro pozemní komunikace ❚ Tab. 1 Basic specifications for “fastsetting” concretes used for road and airport pavements

2

Sledovaná veličina pevnost v tlaku po stanovené době (6 až 12 h) [MPa] pevnost v tlaku po 28 dnech (normová) [MPa] pevnost betonu v tahu ohybem po 14 h [MPa] (na trámcích 150 x 150 x 700 mm) pevnost betonu v tahu ohybem po 7 dnech [MPa] (na trámcích 150 x 150 x 700 mm) odolnost betonu proti působení vody a CHRL [g/ m2] (po 150 cyklech metodou A ve stáří 28 dnů ) Obr. 1 Situace místa opravy renovated area

❚

Fig. 1

Hodnota ≥ 30 > 60 ≥4 ≥ 4,5 < 1 000

Location of the

Obr. 2 Situace místa opravy – projektant AGA Letiště ❚ Fig. 2 Layout of the renovated area – project engineer AGA Letiště

4/2012

❚


55


❚


3

4

5

6

hy do provozu požadoval beton s pevností 45 místo 37 MPa požadovaných u běžných betonů na vozovky. Z A D Á N Í P R O J E K TA N TA A INVESTORA

Zadáním investora a projektanta bylo provedení opravy betonové rozjezdové a přistávací dráhy v ploše 1 135 m2 a tloušťce desky 250 mm za 72 h. V tomto čase bylo nutno realizovat veškeré práce související s opravou. Jinými slovy mezi posledním přistávajícím a prvním startujícím letadlem byl prostor uváděných 72 h. Zde kromě běžně prováděných prací na pozemních komunikacích, jako je navezení techniky, obřezání poškozených desek, jejich vybourání, vybetonování, vytvrdnutí, odvezení techniky a závěrečný úklid, bylo nutno realizovat ve vymezeném čase také práce specifické právě pro letiště. Těmi je míněno uzavření opravované dráhy, zkrácení kolmé dráhy, odpojení světlotechniky, po vybourání poškozených desek osazení nových chrániček světlotechniky, osazení nové světlotechniky a její odzkoušení, obnovení zkrácené dráhy atd. 56

Zadání investora je možno shrnout do věty: „Smluvní zajištění dodržení technických parametrů a hlavně doby opravy“. Proto si investor např. smluvně zajistil dodržení termínů opravy finanční sankcí v řádu několika stovek tisíc korun za každou hodinu prodlení. Dalšími požadavky investora bylo např. mít na stavbě každou techniku zálohovanou. Proto kromě finišeru provádějícího opravu byl na stavbě ještě druhý (záložní) finišer, který by v případě poruchy mohl být neprodleně nasazen. Zajištění kvalitní záložní betonárny se stejnými vstupy, optimální dopravní vzdáleností a dostatečným výkonem bylo samozřejmostí. Proti požadavkům investora, které především ovlivňovaly ekonomiku stavby, byly požadavky projektanta ryze technické povahy a značně ztížily tuto realizaci. Prvním jeho požadavkem byla úprava (zvýšení) třídy betonu, což značně zkomplikovalo návrh konkrétní receptury pro popisovanou akci. Dalším bylo extrémní vyztužení nových betonových desek z KARI sítí se vzdáleností výztužných prutů 100 x 100 mm a sílou výztuže 10 mm a to vše ve dvou

Obr. 3 Bourání staré poškozené betonové desky ❚ Fig. 3 Demolition of the damaged old concrete slab Obr. 4 Příprava desky na betonáž – armování ❚ Fig. 4 Preparation of the slab for concreting – steelfixing Obr. 5 Betonáž desky finišerem za pomoci „rychlých“ betonů ❚ Fig. 5 Placement of the concrete slab using a paver with “fastsetting” concretes Obr. 6 Příprava otvorů pro novou světelnou signalizaci ❚ Fig. 6 Preparation of openings for signal lights

vrstvách (celkem bylo na celou akci použito 35 000 kg výztuže). Takto husté vyztužení vedlo k úpravě receptury betonu s cílem zlepšit jeho zatékání mezi výztuž (konzistence rozlitím byla 750 mm a vyšší při použitém maximálním zrnu kameniva 22 mm). Ú P R AVA T E C H N O L O G I E

Na základě požadavků investora a projektanta bylo nutno technologii „rychlých“ betonů pro opravu letiště značně přizpůsobit, tzn. zvýšit pevnostní třídu betonu, upravit recepturu pro realizaci finišerem atd. Z tohoto důvodu byly po tři týdny prováděny experimen-


❚

4/2012

SANACE A REKONSTRUKCE Literatura: [1] Výkresová dokumentace rekonstrukce – projektanta AGA Letiště [2] Fotodokumentace Skanska, a. s.

ty ve vlastní akreditované zkušební laboratoři za účelem přesného nastavení technologie. Abychom maximálně omezili veškerá známá rizika spojená s realizací stavby, byly betony vyvíjeny ve dvou variantách (optimální klimatické podmínky a nepříznivé klimatické podmínky). Po dokončení laboratorních prací bylo nutno odzkoušet a odladit veškeré podmínky přímo na stavbě (odladit chování betonu v závislosti na použité místní betonárně, dopravní vzdálenosti, použitém zařízení, klimatických podmínkách atd.). Z tohoto důvodu byla v těsné blízkosti letiště provedena zkrácená pokusná betonáž (cca 100 m2) se stejnými parametry jako byly plánovány na letišti. Tzn. že byl použit stejný finišer, šířka betonáže byla 15 m, vyztužení bylo provedeno stejnou výztuží, jako bylo požadováno na letišti, tloušťka desky byla 250 mm, výroba betonu na určené betonárně a jeho doprava pomocí autodomíchávačů se simulováním odpovídajícího času dopravy. Z té-

❚


to pokusné betonáže vzešly další požadavky na úpravu receptur betonu. Tyto poslední úpravy již pouze reagovaly na místní podmínky (účinnost míchání betonárny, dopravní vzdálenost atd.). Ostatní parametry se při této pokusné betonáži ukázaly jako optimálně nastavené a plně vyhovující požadavkům. K R I T I C K Á M Í S TA T E C H N O L O G I E

Vzhledem k velké rozmanitosti je celý proces zahrnující výrobu, dopravu a ukládání betonu včetně všech následných kroků ošetření, dilatování atd. velmi náročný na technologickou kázeň pracovníků a odborné znalosti techniků i dělníků. Pro správnou funkci je nutno dodržovat velmi úzké meze všech technologických kroků. Každé vybočení z těchto mezí (nedodržení vodního součinitele, nepřesnost dávkování, špatné odhadnutí povětrnostních poměrů na stavbě atd.) znamená těžko napravitelný problém. Ve většině případů následuje buď nedodržení požadovaných parametrů, nebo nutnost čerstvou betonovou směs odstranit. Vnější vlivy, které nejvíce působí na proces tuhnutí a tvrdnutí betonu, jsou teplota vzduchu, intenzita slunečního svitu a proudění vzduchu.

Ke všem uvedeným vnějším vlivům je nutno odpovědně přistupovat a správně jejich vliv na technologii vyhodnotit. Z ÁV Ě R

Závěrem je možno konstatovat, že tato první akce, při které byl využit „rychlý“ beton na letišti, byla úspěšná a splnila veškerá očekávání investora a projektanta. Z pohledu zhotovitele můžeme konstatovat, že díky příznivým okrajovým podmínkám (i když z důvodu deště bylo nutno betonáž na 2 h přerušit) bylo možno investorovi předat dílo ve výborné kvalitě ještě v předstihu 3 h. Při kontrolních zkouškách pevnosti betonu na krychlích v době předání bylo zjištěno, že projektantem požadovaná pevnost betonu byla překročena o cca 10 %. Ing. Jiří Šrůtka Skanska, a. s. Divize Silniční stavitelství závod Betonové a speciální technologie Nám. Míru 709 686 25 Uherské Hradiště tel.: 572 435 111 e-mail: [email protected]

KONFERENCE BETONOVÉ VOZOVKY 2012 17. května t.r. se v hotelu Aquapalace v Čestlicích (Praha-východ) konala 5. mezinárodní konference „Betonové vozovky 2012“. Konferenci pořádaly společně Dálniční stavby Praha, a. s., Skanska, a. s., a Svaz výrobců cementu ČR. Na odborném jednání konference zaznělo třináct příspěvků, rozdělených dle svého zaměření do šesti bloků: Finanční vyhodnocení cementobetonových (CB) krytům, Rekonstrukce dálnice D1, Protismykové vlastnosti, tunely, Technologie, Cementobetonové kryty – zkušenosti, opravy a Zajímavé realizace. Mezi pozorně sledované přednášky patřilo úvodní vystoupení Ing. M. Birnbaumové, ŘSD ČR. V přenášce s názvem „Zkušenosti s výstavbou cementobetonových krytů v ČR“ ukázala grafy porovnávající celkovou cenovou náročnost (investiční náročnost a požadavky na údržbu a opravy během provozu) srovnatelných úseků dálnice s CB a asfaltocementovým krytem a objektivně zhodnotila výhody a nevýhody obou technologií. Nečekané výsledky měl výzkum zaměřený na objasnění příčin rychlého poklesů hodnot protismykových vlastností CB krytu v silničních tunelech, který realizovala společnost Skanska a na konferenci o něm přednášel Ing. J. Šrůtka. Výsledky dlouhodobých měření stejných vzorků umístěných v různých prostředích ukázaly, že příčinou nežádoucího jevu je velmi vysoké znečištění vozovek v prostředí tunelů a k udržování hodnot protismykových vlastností v bezpečném intervalu je nutná pravidelná a důkladná údržba. Šest přednášek přednesli zástupci institucí a společností z Rakouska, Německa, Belgie či Velké Británie. Posluchači měli možnost se seznámit s tím, jak jsou některé, pro nás velmi palčivé, problémy řešeny v zahraničí. Jako přílohu sborníku přednášek z konference dostali účastníci CD s filmem o historii dálnice D1, který byl na konferenci promítnut. (Film bude dostupný na webových stránkách SVC ČR na adrese www.svcement.cz). Na závěr programu byla pro účastníky konference připravena odborná exkurze na budovaný úsek pražského silničního okruhu – stavbu 512, kde si mohli prohlédnout nově používanou protismykovou úpravu povrchu CB krytu kartáčováním. Obr. 1

1a 1b

2

a) Úprava povrchu CB krytu kartáčováním, b) detail povrchu Obr. 2 Čerstvě proříznutá příčná spára v CB krytu

Fotografie: Ing. arch. Jiří Šrámek

4/2012

❚


57


❚


KARBONATÁCIA BETÓNU ŽELEZOBETÓNOVÝCH KONŠTRUKCIÍ – ČASŤ II: STANOVENIE ETAPY KARBONATÁCIE A ELEKTROCHEMICKÉHO STAVU OCELE ❚ CARBONATION OF CONCRETE IN REINFORCED CONCRETE STRUCTURES – PART II: ASSESSMENT OF CARBONATION STAGE AND ELECTROCHEMICAL STATE OF STEEL Ľudovít Krajči, Antonín Špaček, Ivan Janotka Činitele ovplyvňujúce koróziu betónu a jeho oceľovej

výstuže

vplyvom

karbonatácie.

Mechanizmus a priebeh korózie oceľovej výstuže. Monitorovanie karbonatácie betónu na vybraných objektoch. Metodika previerky a výsledky skúšok. Význam monitorovania karbonatácie.

❚ Factors of concrete

deterioration and steel reinforcement corrosion due to carbonation. Mechanism and steel reinforcement corrosion process. Monitoring of concrete carbonation on selected objects. Methodology of relevant checking and test results. Significance of concrete carbonation.

V prvej časti článku, ktorý bol publikovaný v časopise Beton TKS v roku 2011 [1], sme sa venovali základným poznatkom o karbonatácii betónu. Sú v ňom vysvetlené štyri etapy karbonatácie, osvetlené činitele, ktoré najviac ovplyvňujú proces karbonatácie betónu a sú v ňom zachytené aj prvé poznatky o stupni karbonatácie exploatovaných železobetónových konštrukcií. Pretože podľa normy STN EN 206-1 [2, 3] vplyv karbonatácie je treba posudzovať hlavne z hľadiska jeho vplyvu na oceľovú výstuž, v tomto pokračovaní článku sa budeme venovať stanoveniu etapy karbonatácie, súvislosti medzi etapou karbonatácie betónu a elektrochemickým stavom oceľovej výstuže, pričom budeme prezentovať vlastné výsledky zo sledovania rýchlosti karbonatácie betónových konštrukcií. ČINITELE KORÓZIE OCEĽOVEJ VÝSTUŽE BETÓNU

Činitele, ktoré ovplyvňujú rýchlosť korózie betónu – teda aj karbonatácie – ako aj jeho oceľovej výstuže, zvyčajne rozdeľujeme do štyroch skupín, a to na činitele vymedzujúce: • agresivitu prostredia; • odolnosť samotného betónu, resp. • betónovej krycej vrstvy výstuže; • odolnosť samotnej oceľovej výstuže. Zvláštnym druhom činiteľa je plánovaná životnosť betónovej konštrukcie, 58

pretože – ako je z praxe známe – korózia je vždy funkciou času. O tejto problematike sme sa už vo všeobecnosti zmienili v prvej teoretickej časti článku. V tejto druhej praktickej časti článku poukážeme na činitele, ktoré v rozhodujúcej miere ovplyvňujú rýchlosť korózie oceľovej výstuže betónu karbonatáciou. Sú to nasledujúce faktory: • druh (typ) betónovej konštrukcie a relatívna vlhkosť vzduchu; • hrúbka krytia oceľovej výstuže betónom; • primárna protikorózna odolnosť samotnej oceľovej výstuže; • napätosť výstuže. Druh betónovej konštrukcie a relatívna vlhkosť vzduchu Druh (typ) betónovej konštrukcie a relatívna vlhkosť vzduchu sú dva najzávažnejšie činitele agresivity prostredia účinkom karbonatácie, nakoľko menované dva činitele sú zohľadnené v ustanovení príslušnej normy [2, 3]. Tab. 1 prezentuje členenie betónových konštrukcii podľa jednotlivých typov do stupňov karbonatácie podľa STN EN 206-1/NA: 2009, tab. 1 [3]. Z tabuľky vyplýva, že najviac sú karbonatáciou ohrozené betónové konštrukcie striedavo mokré a suché, napr. časti stavieb vystavené zrážkam (stupeň XC4). Najmenej sú karbonatáciou ohrozené betónové konštrukcie vnútri budov so stále suchým alebo stále mokrým prostredím (stupeň XC1). Hrúbka krytia oceľovej výstuže betónom V STN EN 1992-1-1 [4] sa špecifikuje tzv. nominálne krytie cnom, ktoré je definované ako súčet minimálneho krytia cmin a tolerančného zväčšenia ∆cdev: cnom = cmin + ∆cdev .

(1)

Minimálne krytie betónom cmin musí byť navrhnuté tak, aby sa zaistil: • bezpečný prenos síl v súdržnosti; • ochrana ocele proti korózii (trvanlivosť); • primeraná odolnosť voči požiaru.

1 Obr. 1 Schematické znázornenie priebehu korózie ocele v betóne ❚ Fig. 1 Schematism of steel corrosion process in concrete

Aby sa zaistilo splnenie požiadaviek na súdržnosť a podmienok prostredia, predmetná norma [4] v čl. 4.4.1.2 ďalej ustanovuje, že sa musí použiť najväčšia z hodnôt pre cmin: cmin = max {cmin,b; cmin,dur + ∆cdur,γ – – ∆cdur,st – ∆cdur,add; 10 mm} , (2) kde cmin je minimálne krytie vyplývajúce z podmienok prostredia; cmin,b minimálne krytie vyplývajúce z požiadavky na súdržnosť; ∆cdur,γ prídavná hodnota z hľadiska spoľahlivosti; ∆cdur,st zníženie minimálneho krytia pri použití nehrdzavejúcej ocele a ∆cdur,add zníženie minimálneho krytia pri použití doplnkovej ochrany. V tab. 4.4 N predmetnej normy [4] sú uvedené minimálne hodnoty krytia cmin,dur požadované vzhľadom na trvanlivosť betonárskej ocele v súlade s EN 10080, a to pre jednotlivé triedy konštrukcií, druhy a stupne vplyvu prostredia. Z tabuľky vyplýva, že hodnota minimálneho krytia pre prostredie stupňa X0 (bez rizika korózie alebo napadnutia) predstavuje pre triedu konštrukcie S1 10 mm a pre triedu konštrukcie S6 20 mm. Pri najvyššom stupni vplyvu prostredia účinkom karbonatácie XC4 (cyklicky mokré a suché) pri triede konštrukcií S1 minimálne krytie predstavuje 15 mm a triede konštrukcie S6 40 mm. Z tab. 4.5 N STN EN 1992-1-1 [4] vyplýva, že hodnoty minimálneho kry-


❚

4/2012


❚


Tab. 1 Informatívne príklady výskytu betónových konštrukcií vystavených účinku karbonatácie podľa STN EN 206-1/NA: 2009 ❚ Tab. 1 Informative examples of concrete structures occurrence subjected to carbonation attack according to STN EN 206-1/NA: 2009

Označenie Popis stupňa prostredia XC1

XC2

XC3

XC4

Informatívne príklady výskytu stupňa vplyvu prostredia

betón vnútri budov s nízkou vlhkosťou vzduchu; betón trvale ponorený vo vode; časti stavieb vnútri budov so strednou vlhkosťou vzduchu (vrátane kuchýň, kúpeľni a menších práčovní v obytných budovách) povrch betónu vystavený dlhodobému pôsobeniu vody alebo vysokej vlhkosti vzduchu; mokré, časti vodných nádrží; občas suché väčšina základových prvkov budov betón vnútri budov so strednou vlhkosťou vzduchu; vonkajší betón chránený proti dažďu; stredne mokré, časti stavieb, ku ktorým má často alebo stále prístup vonkajší vzduch vlhké (napríklad otvorené haly); vnútorné priestory s vysokou vlhkosťou vzduchu (napr. kuchyne na hromadné stravovanie, kúpeľne, kúpele, veľké práčovne, priestory krytých bazénov a maštalí) povrchy betónov v styku s vodou, ktoré nie sú zahrnuté v stupni vplyvu striedavo prostredia XC2 a XC3; mokré a suché vonkajšie časti stavieb priamo vystavené zrážkam suché alebo stále mokré

Tab. 2 Medzné hodnoty stupňa karbonatácie, stupňa modifikačných premien a hodnoty pH výluhu vo vzťahu k etapám karbonatácie ❚ Tab. 2 Limit values of carbonation step, degree of modificative changes and pH value of extract in relation to carbonation stages

Etapa I II III IV

Stupeň karbonatácie [%] menej ako 55 55 až 73 73 až 85 viac ako 85

Stupeň modifikačných premien viac ako 0,5 0,5 až 0,4 0,4 až 0,8 viac ako 0,8

tia výstuže betónom v prípade použitia predpínacej výstuže sú – pri porovnaní s betonárskou výstužou – vyššie. Podrobnejšie je problematika krycej betónovej vrstvy výstuže diskutovaná v článku [5]. Primárna protikorózna odolnosť samotnej oceľovej výstuže K činiteľom, vymedzujúcim odolnosť samotnej oceľovej výstuže, patrí predovšetkým jej chemické zloženie, štruktúra a homogenita. Vplyvom nehomogenity ocele sa môžu vytvárať rôzne veľké mikročlánky, ktorých korózny prúd rozrušuje betón. Okrem koróznych mikročlánkov môže korózia ocele vznikať v miestach zvarov, kde sa za určitých podmienok môžu vytvárať korózne makročlánky. Odolnosť samotnej oceľovej výstuže je možné zvýšiť prídavkom legujúcich prísad, úpravou jej povrchu, použitím ocele s vyššou pevnosťou, s väčším priemerom, resp. prierezom, prípadne zvýšením počtu výstužných prvkov tak, aby prierezová plocha výstuže prekračovala plochu staticky nutnú. Nadmerný počet výstužných prvkov môže však zabraňovať dokonalému obaleniu výstuže betónom. Najmä u predpínacej výstuže je možné ovplyvniť odolnosť samotnej oceľovej výstuže technológiou jej výroby [6]. 4/2012

❚

Hodnota pH výluhu viac ako 10,8 10,8 až 9,6 9,6 až 8 menej ako 8

Napätosť výstuže Aj pri posudzovaní rýchlosti korózie oceľovej výstuže karbonatáciou betónu je treba si uvedomiť rozdielny mechanizmus jej korózie v prípade železobetónových konštrukcií s nepredpätou výstužou a korózie výstuže konštrukcií s predpätou výstužou. V prípade korózie betónu s výstužou bez zámerného predpätia oceľová výstuž koroduje postupne povrchovým mechanizmom. V betóne s predpätou výstužou výstuž koroduje rýchlo koróznym mechanizmom praskania výstuže za napätia. PRIEBEH KORÓZIE OCEĽOVEJ V Ý S T U Ž E A K A R B O N ATÁ C I A BETÓNU

Prvá časť článku o karbonatácii železobetónových konštrukcií sa venovala najmä zmenám, prebiehajúcim pôsobením vzdušného oxidu uhličitého na hydratačné produkty cementu v betóne. Vplyv karbonatácie betónu na jeho fyzikálno-mechanické vlastnosti, vrátane deformačných (pretvárnych) vlastností, je relatívne dobre známy [7-9]. Uvedené konštatovanie sa týka aj pórobetónu [10, 11]. Keďže podľa STN EN 206-1 [2, 3] pri karbonatácii betónu je nutné si všímať aj zmeny prebiehajúce na oceľovej výstuži, budeme sa venovať aj tomu, aké dôsledky má karbonatácia betónu pre jeho oceľovú výstuž. Karbonatácia betónu vedie k zníženiu jeho alkality,


čím sa zhoršujú predpoklady zachovania pasívnej vrstvy na povrchu oceľovej výstuže a oceľ začína korodovať. Proces korózie výstuže v betóne má elektrochemický charakter. Nehomogénny povrch ocele sa skladá z veľkého množstva galvanických článkov, pričom každý mikročlánok tvorí lokálna anóda a lokálna katóda. K elektrochemickej reakcii výstuže v betóne dochádza, ak vznikne korózny článok, t.j. galvanický článok tak veľkej elektromotorickej sily, že vyvolá koróziu. Takúto koróziu možno považovať za istý typ elektrolýzy, kde anódu a katódu galvanického článku predstavujú rôzne miesta povrchu ocele a vodivým elektrolytom je pórová kvapalina betónu [12]. Schematické znázornenie priebehu korózie ocele v betóne je uvedené na obr. 1. Pre posúdenie miery karbonatácie betónu a pre jeho zaradenie do jednotlivých etáp je dôležité poznať vzájomný vzťah medzi stupňom karbonatácie a hodnotou pH výluhu betónu. Autori M. Matoušek a R. Drochytka štatistickým vyhodnotením 76 vzoriek rozlične starých, silno skarbonatovaných betónov vo svojej monografii [13] uvádzajú tabuľku medzných hodnôt stupňa karbonatácie, stupňa modifikačných zmien a hodnoty pH výluhu vo vzťahu k etapám karbonatácie (tab. 2). Karbonatácia a jej priebeh sa preveroval aj na iných konštrukciách in situ [14]. Z I S Ť O VA N I E D E G R A D Á C I E B E T Ó N U V P LY V O M K A R B O N ATÁ C I E N A V Y B R A N Ý C H OBJEKTOCH

Metodika Degradácia betónu sa preverovala na vybraných obytných panelových domoch v mestách Bardejov, Kežmarok a Piešťany. Tieto budovy boli počas viac ako 35 rokov vystavené účinku vonkajších klimatických podmienok. Vzorky betónu (cylindre s priemerom 75 mm a výškou 150 mm) sa podľa špeciálnej metodiky odobrali z vytypovaných miest vonkajšieho obvodového plášťa. Stanovovala sa najmä: • Hĺbka karbonatácie na čerstvej lomovej ploche betónu, ktorá bola určovaná sadou štyroch acidobázických indikátorov v týchto rozmedziach alkality: pH > 11,5; 10 < pH < 11,5; 9 < pH < 10; 8 < pH < 9. Na základe farebných zmien indikátorov sa následne určovali jednotlivé zóny alkality. Hodnotu pH menej ako 8 predstavoval nezafarbený indikátor. 59


❚


Tab. 3 Základné ukazovatele elektrochemického stavu ocele a hodnota pH vo výluhoch zo vzoriek betónov ❚ Tab. 3 Basic indicators of steel electrochemical state and pH value in extracts of concrete specimens

Lokalita (mesto) Bardejov Kežmarok Piešťany

Stacionárny potenciál [mV] - 370 - 390 - 615

Hustota prúdu pasivácie [Am-2] 0,030 0,085 -

Potenciál porušenia [mV] 600 350 -

Elektrochemický stav ocele pasívny labilno – pasívny aktívny

pH výluhu 12,2 11,23 9,6

Tab. 4 Výsledky RTG difrakčnej analýzy a termickej analýzy skúšobných vzoriek betónov Tab. 4 Results of XRD analysis and thermal analysis of concrete test specimens

Röntgenová difrakčná analýza Lokalita (mesto) CH Bardejov ss Kežmarok ss Piešťany n Termická analýza Lokalita (mesto) Bardejov Kežmarok Piešťany

K ms ss vs

Vlhkosť

C – S – H

2,8 1,2 1,7

4,9 2,9 2,3

CH – portlandit Ca(OH)2 D – dolomit MgCO3.CaCO3 Intenzita difrakčných čiar:

Pomerný obsah minerálu vo vzorke V Q n vs ms vs ms vs Obsah zložky [%] jemnozrnný Ca(OH)2 CaCO3 1 1,9 1 1,6 1,3 4

Q – kremeň SiO2 V – vaterit CaCO3 n – nevyskytuje sa ms – málo silná intenzita

• Korózny stav ocele, resp. elektro-

chemické podmienky pre jej pasiváciu potenciodynamickou metódou podľa STN 73 1341 [15]. Polarizačné testy sa uskutočňovali vo výluhoch z príslušných odobraných vzoriek postupom podľa uvedenej normy. Výsledky sa doplnili určením pH výluhu. • Štruktúra a fázové zloženie betónu pomocou rtg. difrakčnej analýzy a termickej analýzy. Dosiahnuté výsledky na reprezentatívnom súbore 65 vzoriek umožnili vytvoriť korelácie medzi hĺbkou karbonatácie, etapou karbonatácie, alkalitou betónu a schopnosťou betónu chrániť oceľovú výstuž. Výsledky previerky V článku uvedené vybrané výsledky predstavujú tri typické, v praxi sa najčastejšie vyskytujúce prípady pri preverovaní etapy karbonatácie betónu s indikovanou etapou karbonatácie I, II a III. Ostatné vzorky betónov preukázali väčšiu alebo menšiu odchýľku od týchto reprezentatívnych vzoriek. Obr. 2 ukazuje priebeh karbonatácie (hĺbku karbonatácie) troch vzoriek betónov, odobratých z troch rôznych miest, ktoré boli zaradené do troch odlišných etáp karbonatácie (I, II, III). Pri použití metódy sady indikátorov (angl.: method of indicator‘s test) jednotlivé rôzne farebné zmeny indikátorov zodpovedajú odlišným pH hodnotám, znázorneným na obrázku. V niektorých 60

hrubozrnný CaCO3 1,2 5,8 1,4

2

D n ss n

❚

Ž ms n ms Celková strata žíhaním, [%] 11,8 12,5 12,3

K – kalcit CaCO3 Ž – živec ss – stredne silná intenzita vs – veľmi silná intenzita

prípadoch priebeh karbonatácie mal ešte viac nerovnomernejší a nepravidelnejší charakter. Etapu karbonatácie I predstavuje vzorka betónu s dominujúcou časťou s hodnotou pH > 11,5, pri súčasne relatívne zanedbateľnej časti (ca 6 mm) s hodnotou pH v rozmedzí 10 < pH < 11,5. Časti betónu s vysokou alkalitou (pH > 11,5) predstavujú vhodné podmienky pre dostatočnú ochranu oceľovej výstuže pred koróziou. Dôkazom tohto tvrdenia je aj priebeh potenciodynamickej krivky ocele v relevantnom výluhu z betónu (obr. 3). Najdôležitejšími parametrami sú prítomnosť pasívnej zóny a nízke hodnoty prúdovej hustoty (do 0,1 A.m-2) v oblasti tejto zóny. Pasívna zóna je časť potenciodynamickej krivky, rovnobežná s osou x, s prakticky konštantným elektrickým prúdom. Zhodnotenie polarizačnej krivky je uvedené v tab. 3. Prítomnosti pasívnej zóny zodpovedá aj vysoká hodnota pH výluhu (12,2). Výsledky rtg. difrakčnej analýzy (tab. 4) poukazujú na prítomnosť portlanditu Ca(OH)2, ktorý zabezpečuje vysokú alkalitu v betóne. Naopak, prakticky neprítomnosť karbonatačných produktov (kalcit, vaterit) dokazuje, že k žiadnej karbonatácii nedošlo. Tieto výsledky dobre korelujú s výsledkami termickej analýzy (dostatočná prítomnosť C-S-H gélu i Ca(OH)2, nízka strata žíhaním apod.). Pre betón s indikovanou etapou karbonatácie II je charakteristická najmä

3 Obr. 2 Hĺbka karbonatácie na čerstvom lome vzoriek betónu (obvodový plášť s expandovaným kamenivom) ❚ Fig. 2 Carbonation depth on fresh break of concrete specimens (external cladding with expanded clay aggregate) Obr. 3 Potenciodynamické krivky ocele vo výluhoch zo vzoriek betónu ❚ Fig. 3 Potentiodynamic curves of steel in extracts from concrete specimens

oblasť alkality v rozmedzí hodnoty pH 9 až 10. V dôsledku karbonatácie dochádza k zníženiu alkality betónu, čo sa prejavuje aj v postupnej strate jeho pasivačných schopností chrániť oceľ pred koróziou. Je to zrejmé z obr. 3 a zo zhodnotenia v tab. 3, kde možno pozorovať výrazné zníženie dĺžky pasívnej zóny na minimum, ako aj zvýšenie hustoty prúdu pasivácie nad hraničnú úroveň 0,1 A.m-2, nad ktorou je už oblasť aktívneho stavu. V tomto prípade sa síce ešte dá hovoriť o labilno-pasívnom stave ocele, ale už sú vytvorené predpoklady – vrátane časových – pre prechod ku korózii. Aj príslušná hodnota


❚

4/2012

SANACE A REKONSTRUKCE Literatúra: [1] Janotka I., Krajči Ľ., Špaček A.: Karbonatácia betónu železobetónových konštrukcií. Časť I: Základné poznatky. Beton TKS 3/2011, s. 72–79 [2] STN EN 206-1: 2002 Betón. Časť 1: Špecifikácia, vlastnosti, výroba a zhoda [3] STN EN 206-1/NA: 2009 Betón. Ad 1: Špecifikácia, vlastnosti, výroba a zhoda. Národná príloha [4] STN EN 1992-1-1: 2005 Eurokód 2. Navrhovanie betónových konštrukcií. Časť 1-1: Všeobecné pravidlá a pravidlá pre pozemné stavby [5] Krajči Ľ., Špaček A.: Protikorózna odolnosť betonárskej a predpínacej výstuže. Stavba 2002, č. 9, s. 36–40 [6] Špaček A.: Primární protikorozní ochrana betonářské a předpínací výztuže. Geotechnika 2000, č. 1, s. 15–17 [7] Jerga J.: Physico-mechanical properties of carbonated concrete. Construction and Building Materials 2004, Vol. 18, pp. 645–652 [8] Jerga J. : Influence of carbonatization on shrinkage of concrete. Building Research Journal 2002, Vol. 50, No. 1, pp. 1–6 [9] Jerga J., Hanečka K.: Deformation properties of carbonated concrete. Building Research Journal 2000, Vol. 48, No. 4, pp. 237–244 [10] Pitoňák A., Križma M., Nűrnbergerová T., Kalina P.: Dlhodobé pretvorenia pórobetónu. In: Zborník z konferencie Betonárske dni 2004, Bratislava SvF STU, 2004, s. 125–130 [11] Križma M., Nűrnbergerová T., Valášek J.: Rheological deformations of aerated concrete components. In: Proceedings of the 4th International Conference on Concrete and Concrete Structures, Žilina, 2005, pp. 190–197 [12] Krajči Ľ: Metódy monitorovania korózie oceľovej výstuže v betóne. In : Zborník z konferencie Stavebné materiály a skúšobníctvo, Podbanské, 1998, s. 163–164 [13] Matoušek M., Drochytka R.: Atmosférická koroze betonů. IKAS, Praha 1998. [14] Parrott L. J., Killoh D. C.: Carbonation in 36 year old in-situ concrete. Cement and Concrete Research 1989, Vol. 19, pp. 649–656 [15] STN 73 1341:1987 Metódy skúšania ochranných vlastností betónu proti korózii betonárskej výstuže

pH výluhu – oproti prvej etape karbonatácie – je v tejto etape znížená (pH = 11,23). Je evidentné (tab. 4), že je ešte prítomný portlandit, ale zvyšuje sa obsah karbonatačných produktov (kalcit, vaterit). V tomto prípade je významná najmä prítomnosť hrubozrnného CaCO3. Kamenivo obsahuje prevažne kremeň SiO2 a dolomit MgCO3.CaCO3. Etapa karbonatácie III je sprevádzaná ďalším poklesom alkality betónu až k hodnote pH = 8. Jedná sa o tak výrazné zníženie pH, že už v betóne nie sú vytvorené žiadne podmienky pre ochranu ocele pred koróziou. Ochranný film oxidov na povrchu ocele je už úplne 4/2012

❚

❚


Tab. 5 Etapa karbonatácie betónu vo vzťahu k elektrochemickému stavu ocele ❚ Tab. 5 Carbonation stage of concrete in relation to electrochemical state of steel

Indikátorový test a karbonatácia betónu Hodnota pH betónu pH > 11,5 10 < pH <11,5 9 < pH < 10 8 < pH < 9 pH < 8

Etapa karbonatácie 0 I

0-I II III IV

porušený a oceľ koroduje. Na potenciodynamickej krivke (obr. 3) sa to prejavuje absenciou pasívnej zóny a intenzívnym nárastom prúdovej hustoty ihneď po začiatku polarizácie ocele. Zodpovedajúca nízka alkalita výluhu (pH = 9,6) pre zabezpečenie ochrany ocele pred koróziou je už nedostatočná. Tieto výsledky sú v dobrom súlade s rtg. difrakčnou analýzou (tab. 4), ktorá neindikuje prítomnosť portlanditu, ale naopak značné množstvo karbonatačných produktov. Podľa výsledkov termickej analýzy je prítomný najmä jemnozrnný CaCO3, na rozdiel od betónu s druhou etapou karbonatácie, kde bol dominantný hrubozrnný CaCO3. Pri porovnaní s druhou etapou karbonatácie na vysoký obsah karbonatačných produktov tiež poukazuje vyššia hodnota celkovej straty žíhaním. Poznamenávame, že zriedkavo sa vyskytujúca IV. etapa karbonatácie je už sprevádzaná prítomnosťou veľkých kryštálov kalcitu i aragonitu, ktoré prestupujú vnútornú štruktúru betónu. Vznikajú značné interné tlaky, ktoré vedú k vzniku trhlín a k postupnej deštrukcii betónu, spojenej až so stratou súdržnosti. Dochádza k drobeniu a v konečnej fáze často až k rozpadu betónu. Z hľadiska ochrany oceľovej výstuže pred koróziou, alkalita betónu klesá až pod hodnotu pH = 8. Uvedené tri príklady predstavujú najčastejšie typické prípady betónov s rôznou mierou degradácie. Na základe analýzy reprezentatívnej zostavy 65 vzoriek betónov bolo možné vytvoriť určité všeobecne platné korelácie. Tie sa týkajú vzťahov medzi etapou karbonatácie, alkalitou betónu a elektrochemickým stavom oceľovej výstuže (resp. elektrochemickými podmienkami pre pasiváciu ocele). Uvedené korelácie sumarizuje tab. 5.

Elektrochemická skúška korózie ocele a test pH Hodnota pH výluhu Elektrochemický stav z betónu oceľovej výstuže pH > 11,7 pasívny 11 < pH < 11,7

labilno – pasívny

pH < 11

aktívny

korózii oceľovej výstuže. Zhoršenie stavu betónu následne úzko súvisí so znížením životnosti betónových konštrukcií. Preto je dôležitý vývoj vhodných metodík ako aj samotných diagnostických metód, monitorujúcich degradačné procesy v betóne. V tomto zmysle je cieľom čo najexaktnejšie a najspoľahlivejšie popísať degradáciu betónu vplyvom karbonatácie. Príspevok popisuje najtypickejšie konkrétne prípady degradácie betónu panelových domov v mestách Bardejov, Kežmarok a Piešťany, vystavených 35 rokov účinku vonkajších klimatických podmienok. Výslednicou je stanovenie vzájomných vzťahov a korelácií medzi etapou karbonatácie, alkalitou betónu a elektrochemickými podmienkami pre pasiváciu oceľovej výstuže. Metodika je platná pre betóny s rôznym obsahom cementu, kameniva a vodným súčiniteľom, vystavené krátkodobo i dlhodobo rozličným klimatickým podmienkam, ktoré ohrozujú kvalitu betónu. Príspevok bol vypracovaný za čiastočnej podpory Slovenskej grantovej agentúry VEGA (grant 2/0064/12). RNDr. Ľudovít Krajči, PhD. Ústav stavebníctva a architektúry SAV (ÚSTARCH SAV) Dúbravská 9, 845 03 Bratislava 45 tel.: + 421 259 309 262 e-mail: [email protected] Ing. Antonín Špaček, CSc. Bagarova 14, 841 01 Bratislava tel.: + 421 264 281 041 e-mail: +421918696124@ orangemail.sk Ing. Ivan Janotka, CSc. Technický a skúšobný ústav stavebný (TSÚS), n. o. Studená 3, 821 04 Bratislava

Z ÁV E R

Karbonatácia betónu nepriaznivo ovplyvňuje jeho vnútornú štruktúru a fázové zloženie. Zhoršujú sa fyzikálno-mechanické a fyzikálno-chemické vlastnosti. Pokles alkality betónu vedie ku


ÚSTARCH SAV Dúbravská 9, 845 03 Bratislava 45 tel.: +421 249 228 251 e-mail: [email protected] Text článku byl posouzen odborným lektorem.

61

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

❚

MATERIALS AND TECHNOLOGY

ZKUŠEBNÍ A TECHNOLOGICKÉ VLIVY NA MODUL PRUŽNOSTI BETONU – REKAPITULACE ❚ EXPERIMENTAL AND TECHNOLOGICAL IMPACTS ON THE CONCRETE MODULUS OF ELASTICITY Petr Huňka, Jiří Kolísko, Stanislav Řeháček, Miroslav Vokáč V příspěvku jsou souhrnně popsány technolo-

stvého betonu (míra zhutnění; teplota, vlhkost a doba ošetřování během tuhnutí a tvrdnutí) • kvalita tranzitní zóny

gické a zkušební vlivy na výslednou hodnotu modulu pružnosti betonu, a zároveň jsou zde uvedeny výsledky experimentálního ověření vlivu tvaru a velikosti zkušebního tělesa, způsobu zakoncování tlačné plochy a úrovně zatěžování při zkoušce statického modulu pružnosti betonu v tlaku dle normy ČSN ISO 6784. ❚ The article summarizes technological and experimental impacts on the resulting values of the modulusof elasticity of concrete; at the same time, the article presents results of experimental verification of the impact of the shape and size of the experimental body, ways of finishing of the press surface, and levels of loading during the test of the static modulus of elasticity in compression acc. to the CNS ISO 6784 normative.

Do popředí zájmu odborné veřejnosti se v posledních letech stále více dostávají vedle trvanlivosti betonu i jeho přetvárné vlastnosti. Mezi jednu z nich patří modul pružnosti betonu Ec. Modul pružnosti vstupuje do řady statických výpočtů a má úzký vztah k dalším fyzikálně-mechanickým vlastnostem betonu, jako je dotvarování, smršťování, mrazuvzdornost ad. Výsledná hodnota modulu pružnosti betonu závisí na celé řadě vlivů, které lze v zásadě rozdělit na zkušební a technologické. V tomto článku jsou shrnuty technologické a zkušební vlivy a dále podrobněji prezentovány výsledky experimentálních měření následujících zkušebních vlivů: tvar a velikost zkušebního tělesa, způsob zakoncování tlačné plochy, úroveň zatěžování. PŘEHLED VLIVŮ

Vlivy na výslednou hodnotu modulu pružnosti lze v zásadě rozdělit do dvou hlavních skupin, byť některé vlivy jsou na jejich rozhraní. Jednu skupinu tvoří vlivy technologické, druhou vlivy zkušební [1, 2]. Technologické vlivy • složení čerstvého betonu (druh, množství a velikost kameniva; typ a množství cementu, příměsí a přísad; provzdušnění; vodní součinitel) • technologie výroby a zpracování čer62

Zkušební vlivy • použitá zkušební metoda (určování statického × dynamického modulu pružnosti) • použitý výpočetní vztah, zatěžovací úroveň (ČSN ISO × ASTM) • tvar a velikost zkušebního tělesa (válce, trámce, poměr příčného rozměru k výšce, směr hutnění × směr zatěžování) • způsob získání zkušebního tělesa (tělesa z forem betonovaná v laboratoři, na stavbě, vývrty z konstrukcí) • stáří zkušebního tělesa • prostředí během zkoušky (teplota, vlhkost) • použitý snímač (odměrná délka, přesnost, konstrukce snímače) • vliv zkušebního lisu, excentricita vzorku • rychlost zatěžování, cyklické zatěžování • způsob zakoncování tlačných ploch (materiál, rovinnost, pevnost, doba) • kvalita použitých forem (materiál, tuhost, rovinnost, kolmost) Z uvedeného výčtu je zřejmé, že na výslednou hodnotu modulu pružnosti má vliv celá řada činitelů. Z hlediska technologických vlivů je celkem pochopitelné, že změna složení betonu, jeho zpracování ad. povede ke změně modulu pružnosti ve větší či menší míře. Tato zákonitost je zcela zřejmá a pracují s ní jak modely a výpočetní vztahy, tak i některé normy. Podrobný přehled modelů, výpočetních vztahů a norem je uveden např. v [1]. Oproti tomu zkušební vlivy, kdy postupy pro provádění a vyhodnocení zkoušek mají oporu v normách, kde by měly být přesně definovány okrajové podmínky provedení zkoušky, mohou výslednou hodnotu modulu pružnosti ovlivnit, a to do značné míry (viz. výsledky v experimentální části). Některé tyto vlivy jsou známé více, např. vliv zkušební metody, výpočtový vztah ad. S jinými odborná veřejnost není blíže seznámena, nebo si je ani neuvědomuje z toho důvodu, že předpokládá provedení zkoušky dle normového

postupu. Jak je nastíněno v komentářích k jednotlivým zkušebním metodám [1, 3], v normách, o které se zkoušky opírají, lze nalézt celou řadu sporných bodů. Zkušební vlivy popsané v experimentální části jsou zaměřeny především na zkoušku statického modulu pružnosti v tlaku, neboť se jedná o nejčastěji používanou zkoušku stanovení modulu pružnosti betonu. E X P E R I M E N TÁ L N Í Č Á S T

Vliv tvaru a velikosti zkušebního tělesa Pro účely experimentu bylo vyrobeno padesát zkušebních těles různých tvarů a velikostí pro stanovení statického modulu pružnosti a pevnosti betonu v tlaku. Dále byly vyrobeny tři bloky o rozměrech 500 x 500 x 150 mm, 500 x 500 x 100 mm a 500 x 500 x 700 mm určené k rozřezání či odvrtání zkušebních těles za účelem simulace získávání těles z reálné konstrukce. Beton bloků byl zhutněn pomocí ponorného vibrátoru. Odformování zkušebních těles proběhlo následující den a po označení byly vzorky uloženy do vody o teplotě 20 °C. Měření probíhala v laboratoři Kloknerova ústavu (KÚ) ČVUT v Praze na automaticky řízeném zatěžovacím stroji Instron. Zatěžovací cyklus byl naprogramován dle požadavků normy ČSN ISO 6784 a po zahájení zkoušky probíhá bez zásahu obsluhy. Deformace jsou snímány dvěma proti sobě umístěnými extenzometry napojenými přímo do řídící ústředny zatěžovacího stroje. Odměrná délka snímačů byla ve všech případech 150 mm. Abychom v průběhu relativně rozsáhlého experimentálního programu eliminovali možný vliv časového vývoje vlastností betonu mezi jednotlivými termíny zkoušek, byly testy prováděny na tělesech až po delší době zrání. Zkoušky byly zahájeny ve stáří 150 d po betonáži a proběhly v intervalu dvou týdnů. Porovnání průměrných naměřených vlastností pro různé tvary a velikosti těles je uvedeno v tab. 1. Pro každý typ tělesa byly zkoušeny minimálně tři vzorky. V KÚ je v posledních pěti letech vedle kontrolních zkoušek betonů použitých v reálných konstrukcích prováděno dle


❚

4/2012

❚


možností i srovnávání modulů pružnosti v tlaku na betonech různých složení a pevnostních tříd. Zkoušené betony jsou používány pro betonové konstrukce zejména v Praze a jejím okolí. Při zkouškách byly porovnávány vždy


tři válce o rozměrech 150 x 300 mm se třemi trámci o rozměrech 100 x 100 x 400 mm ve stáří 28 d zrání a srovnatelného uložení. Válce byly před zkouškou zakoncovány sirnou maltou. Souhrnné průměrné výsledky jsou uvede-

50,0 Pevnost v tlaku [MPa] 45,0

Modul pružnosti [GPa]

40,0 35,0 30,0 25,0

Obr. 1 Porovnání modulů pružnosti a pevnosti betonu v tlaku modulus of elasticity of concrete in compression

❚

Fig. 1

Tab. 1 Statický modul pružnosti betonu C 25/30 XC1 ve stáří cca 150 d modulus of elasticity of concrete C 25/30 XC1 in the age of cca 150 d

Rozměry tělesa [mm]

Poměr d/L [-]

Počet těles [ks]

Objemová hmotnost [kg/m3] 2 270 2 290 2 260

Krychle 150 x 150 x 150 1:1 3 Válec 150 x 300 1:2 3 Trámec 100 x 100 x 400 1:4 3 Trámec A – vyřezaný 1:4 3 2 260 100 x 100 x 400a) Trámec B – vyřezaný 1:4 3 2 280 100 x 100 x 400b) Trámec 150 x 150 x 300 1:2 4 2 270 Trámec 70 x 70 x 300 1:4,2 4 2 260 Poznámka: a) Trámec A – řezány čela a dvě boční strany, dvě strany jsou z formy b) Trámec B – řezány čela a čtyři boční strany trámce Tab. 2 Moduly pružnosti válce x trámce ve stáří 28 d of concrete cylinder x beam in the age of 28 d

❚

Tab. 2

70 /7 0/ 30 0 Tr ám ec

Tr ám e 10 c A 0 -v x yř 10 e 0 zan x 40 ý 0 Tr ám ec 10 B 0 -v x yř 10 e 0 zan x 40 ý Tr 0 ám ec 15 0/ 15 0/ 30 0

10 0/ 10 0/ 40 0

15 0/ 30 0 Vá lec

Tr ám ec

1

Kr yc hl e

15 0/ 15 0/ 15 0

20,0

Comparison of

❚

Tab. 1

Pevnost v tlaku Modul pružnosti [MPa] [GPa] 46 40 35,5

--29 35

33,5

31

32,5

30,5

38 29,5

29 32,5

Modulus of elasticity

Poměr Modul pružnosti c) modulů [GPa] Třída betonu Třída betonu pružnosti d) Válce Trámce Válce Trámce [%] C25/30 XC2 33,5 35,5 106 C40/50 XF2 30 33,9 C25/30XC1 28 29,5 105,4 C40/50 XF2 31,4 35 C30/37 XF3 37 37,5 101,4 C40/50 XF2 32,2 36,4 C30/37 90d XA2 35 37 105,7 C40/50 XF2 31,6 33,5 C30/37 90d XA2 31,5 32,5 103,2 C45/55 XC4 39,5 42 C30/37 90d XA2 30 33,5 111,7 C45/55 XF2 35 36 C30/37 XC1 30 32,5 108,3 C50/60 41 43,6 C30/37 XC4 29 31,5 108,6 C55/67 XF4 40,5 47,5 C35/45 XF1 32,5 37 113,8 C70/85 XF2 41,5 45 C35/45 XF1 36,5 38,5 105,5 C90/105 XF2 40,9 45,5 C35/45 XF1 28 30,5 108,9 C90/105 45,6 48,8 C35/45 XF1 30,5 34 111,5 C90/105 40,7 43,8 C35/45 XF1 37 39 105,4 C90/105 41,8 44 C35/45 XF2-4 40 41 102,5 C90/105 43 49,4 C35/45 XF4 36 42 116,7 LC35/38 XF2 22,5 24,5 C40/50 XC4 38,5 41 106,5 LC35/38 XF2 20,5 24,5 C40/50 XF2 31,6 38 120,3 LC35/38 XF2 22 27 Poznámka: c) Výsledek zkoušky pevnosti a modulu pružnosti je vždy průměrná hodnota z tří těles d) Modul pružnosti válců uvažován jako hodnota 100 % Modul pružnosti c) [GPa]

4/2012

❚

Static


Poměr modulů pružnosti d) [%] 113 111,5 113 106 106,3 102,9 106,3 117,3 108,4 111,2 107 107,6 105,3 114,9 108,9 119,5 122,7

ny v tab. 2. Podrobně jsme o experimentu informovali v [1, 4]. Není překvapující, že tvar zkušebních těles významně ovlivňuje výsledek zkoušky. Nezanedbatelný rozdíl lze však zaznamenat i v případě, že zkušební tělesa rozměrově vyhovují limitám požadovaným normou ČSN ISO 6784 tj. mezi válcem 150 x 300 mm a hranolem 100 x 100 x 400 mm. Z dosud provedených měření je patrné, že výsledky naměřené na trámcích se štíhlostním poměrem 1:4 poskytují zjevně vyšší výsledky statického modulu pružnosti než měření na válcích se štíhlostním poměrem 1:2 ze stejného betonu a stejně ošetřovaných. Příčiny této skutečnosti ještě podrobujeme analýze. Důvody lze spatřovat např. ve vlivu výrazně rozdílného štíhlostního poměru. Z něj plyne i rozdílná napjatost v koncových partiích zkoušených vzorků, a tím i ovlivnění měřených deformací neboli menších deformacích hranolu, kde měřená oblast odpovídá více namáhání prostým tlakem oproti válci s nižším štíhlostním poměrem. Dalším faktorem může být i rozdílný způsob přípravy (hutnění) válců (svisle) a trámců (naležato), který může vést k jinému uspořádání kostry hrubého kameniva. U menších hranolů o hraně 100 x 100 x 400 mm může být tento faktor ještě více zdůrazněn. Při uvažování válce jako úrovně 100 %, bylo u zkušební záměsi C25/30 XC1 maximální dosažené zvýšení hodnot modulu pružnosti o 20,5 %. U kontrolních testů se zvýšení modulu pružnosti na trámcích pohybovalo mezi 1,4 až 22,7 %. Ze srovnání výsledků měřených na zkušební receptuře C25/30 XC1 na trámcích 100 x 100 x 400 mm vyřezaných z bloků a vyrobených z forem je patrné, že vyřezané trámce poskytují nižší výsledky modulu pružnosti. Při uvažování trámců z forem jako srovnávací úrovně 100 % je snížení relativně značné, a to o cca 13 %. Zde se kromě rozdílného způsobu zrání těles uplatní i vliv řezu. Bez zajímavosti není ani rozdíl v hodnotách modulu pružnosti betonů v rámci jedné třídy pevnosti. Pro C30/37 je rozdíl modulu pružnosti stanoveném na válci 8 GPa, v případě stanovení na trámci je to 6 GPa viz tab. 2. Pro další třídy jsou rozdíly rovněž v řádu několika GPa. Tato skutečnost by měla zajímat především projektanty a to s ohledem na navrhování dle ČSN EN 1992-1-1 viz tab. 2 této normy, která stanovuje přibližné hodnoty modulu pružnosti pro jednotlivé třídy pevnosti. 63

❚


Vliv způsobu zakoncování tlačných ploch válce Pro zkoušky byly vyrobeny dvě série zkušebních těles. První série byla vyrobena z betonu pevností třídy C30/37 XA2 90 d. Druhá série byla vyrobena z betonu C70/85 XF2. Třída C30/37 XA2 90 d v experimentu reprezentuje běžně používanou pevností třídu betonu, třída C70/85 XF2 reprezentuje vysokopevnostní, resp. vysokohodnotný beton. Důvodem, proč v experimentu byly použity takto velice odlišné pevností třídy betonu, byla mimo jiné i snaha postihnout vliv poměru pevnosti betonu k pevnosti koncovacích hmot (síra, sádra, cement, neopren, hobra). Zkušebními tělesy byly válce o rozměrech 150 x 300 mm pro stanovení modulu pružnosti a následně válcové pevnosti v tlaku. Volný povrch těles byl zahlazen hladítkem. Zkušební tělesa byla 1 d uložena ve formách v tzv. normálním laboratorním prostředí (teplota 20 ± 2 °C, vlhkost 50 ± 20 %), po odformování byla dána do vodního uložení do stáří 28 dní, poté byla tělesa z vody vyndána a ponechána v normálním laboratorním prostředí až do zkoušky. Opět z důvodu omezení vlivu pokračující hydratace na výsledek měření při zkoušení rozsáhlé série těles bylo voleno vyšší stáří vzorků, pro C30/37 XA2 90d 180 až 187 dní a pro C70/85 XF2 123 až 125 dní. Použité způsoby koncování V experimentálním měření byly použity následující způsoby zakoncování tlačných ploch: • sirná malta • cement CEM I 42,5 R • rychle tuhnoucí sádra • neoprenové podložky • hobrové podložky • zaříznutí pilou • ručně hlazená plocha Jednotlivými způsoby byly upraveny vždy čtyři válce z dané série. Zakoncování sirnou maltou, cementovou maltou a sádrou bylo provedeno 7 d před zkouškou a byly zakoncovány oba konce válců. Neoprenové a hobrové podložky se vkládají do ocelových botek, kterými se osadí oba konce válce, tzn. jeden konec válce je hlazený, druhý je hladký obtisk dna formy. Pilou bylo zaříznuto pouze hlazené čelo válce, řez byl proveden diamantovým kotoučem s vodním chlazením 7 d před zkouškou, druhý konec válce je hladký obtisk dna formy. 64


2 Obr. 2

Část vzorků při zkoušce

❚

Fig. 2

Part of samples during measurement

Tab. 3 C30/37–XA2 90d – objemová hmotnost, pevnost, modul pružnosti Tab. 3 C30/37–XA2 90d – volume weight, strength, modulus of elasticity

Způsob zakoncování tlačných ploch válců Sirná malta Cement Sádra Neopren Hobra Řez Hladítko Průměrná hodnota: Směrodatná odchylka: Variační koeficient [%]:

Objemová hmotnost [kg/m3] 2 250 2 240 2 260 2 250 2 240 2 260 2 250 2 250 10 0,4

Pevnost v tlaku [MPa] 45 41,5 41,5 41,5 37 42,5 36 40,5 2,9 7,2

Modul pružnosti [GPa] 29,5 29,5 30 32 32,5 30,5 28,5 30,5 1,3 4,4

❚

Skutečná zatěžovací úroveň [%] 31,5 34,2 34,2 34,2 38,4 33,4 39,4 -

Tab. 4 C70/85 XF2 – objemová hmotnost, pevnost, modul pružnosti ❚ Tab. 4 C70/85 XF2 – volume weight, strength, modulus of elasticity

Způsob zakoncování tlačných ploch válců Sirná malta Cement Sádra Neopren Hobra Průměrná hodnota: Směrodatná odchylka: Variační koeficient [%]:

Objemová hmotnost [kg/m3] 2 440 2 440 2 440 2 450 2 450 2 440 5 0,2

Pevnost v tlaku [MPa] 86,5 83,5 87 93,5 77 85,5 5,4 6,3

Vzorky s jednou plochou ručně hlazenou z výroby a druhou plochou tvořenou hladkým obtiskem dna formy byly do zkušebního stroje vkládány bez další povrchové úpravy. Podrobně jsme o experimentu informovali v [1, 5]. Válce (tab. 3), jejichž tlačná plocha byla opatřena hobrou, resp. neoprenem, mají nejvyšší hodnotu modulu pružnosti 32,5 resp 32 GPa; nejnižší hodnotu modulu pružnosti má potom plocha hlazená – 28,5 GPa. Přitom hobra a hlazené plochy mají nejnižší pevnost v tlaku 37 resp. 36 MPa, neopren má spolu se sádrou, cementem a řezanou plo-

Modul pružnosti [GPa] 41,5 41,5 39,5 42 41,5 41,2 0,9 2,1

Skutečná zatěžovací úroveň [%] 32,8 33,9 32,6 30,2 36,6 -

chou pevnost v tlaku na úrovni 41,5 až 42,5 MPa. Nejvyšší pevnost v tlaku válce byla naměřena u koncování sirnou maltou, a to 45 MPa při spíše lehce podprůměrné hodnotě modulu pružnosti 29,5 GPa. Oproti předchozímu betonu C30/37 XA2 90 d nebylo u sady z betonu C70/85 XF2 (tab. 4) pro testy využito zakoncování zaříznutím pilou a zahlazení povrchu válce v čerstvém stavu. Nejvyššího modulu pružnosti 42 GPa a zároveň i nevyšší pevnosti v tlaku 93,5 MPa bylo dosaženo u zakoncování pomocí neoprenových podložek.


❚

4/2012


Ostatní způsoby zakoncování s výjimkou sádry mají hodnotu modulu pružnosti shodnou 41,5 GPa a jen o 0,5 GPa nižší oproti neoprenovým podložkám 42 GPa. Sádra měla nejnižší hodnotu modulu pružnosti 39,5 GPa, přestože pevnost v tlaku dosáhla druhé nevyšší hodnoty 87 MPa. Sirná malta, cement, hobra a neopren při stejné hodnotě modulu pružnosti (41,5 resp. 42 GPa) dosáhly značně rozdílných hodnot pevností v tlaku. Hobra se 77 MPa a neoprenové podložky s 93,5 MPa tvoří dolní a horní hranici zjištěných hodnot. Rozdíly v pevnostech mezilehlých hodnot (sirná malta 86,5 MPa a cement 83,5 MPa) potom nejsou nijak veliké. Výhody a nevýhody použitých způsobů koncování z různých hledisek Z hlediska hodnocení času potřebného na přípravu zakoncování zkušebního tělesa (pomineme-li neupravené těleso) vychází nejlépe použití neoprenových případně hobrových podložek. Čas přípravy je v řádu sekund. Zkušební těleso se vyjme z vody, otře suchým hadrem a vloží mezi neoprenové podložky a do zkušebního stroje. Výhodou je zde rychlost a nenáročnost přípravy vzorku, mírnou nevýhodou je opotřebení vložek (po desítkách zkoušek), jejich cena (stokoruny) a rovněž to, že tento způsob není povolen normou. Otázkou je dosažení rovinnosti a rovnoběžnosti tlačných ploch. O něco více času, řádově minuty, je potřeba pro zaříznutí či broušení hlazené plochy válců. Zkušební těleso po vyjmutí z vody, zaříznutí či zabroušení stačí pouze otřít hadrem a vložit do stroje. Velkou výhodou je, že těleso je zatěžováno přímo, ne prostřednictvím vyrovnávací plochy z jiného materiálu, doba přípravy vzorku je krátká a navíc se jedná o dovolený způsob koncování. Nevýhodou je pořizovací cena kvalitní pily či brusky (statisíce Kč) a řezných či brusných kotoučů. U kvalitních pil a brusek obvykle není problém s dosažením požadované rovinnosti a rovnoběžnosti tlačných ploch. Více času je potřeba pro zakoncovaní tělesa sírou. Samotné koncování sírou je poměrně rychlé (minuty), nicméně povrch tlačných ploch musí být suchý. To znamená, že se těleso po vyjmutí z vodního uložení nechává obvykle 30 min (v závislosti na teplotě a vlhkosti vzduchu) oschnout, a teprve poté se koncuje roztavenou sirnou maltou. 4/2012

❚

❚


Celkový čas na přípravu válce je cca 35 min. Koncování sírou je poměrně rychlé, cenově výhodné (řádově stokoruny) a jedná se i o dovolený způsob koncování. Problémem může být zdravotní hledisko, kdy při nahřívání síry dochází k úniku sirných výparů. Proto je nutné mít dobře odvětrávanou digestoř a používat vhodný respirátor. Problém v dosažení rovinnosti tlačných ploch obvykle není, hůře je to s rovnoběžností, nicméně s vhodným koncovacím přípravkem a zkušeným pracovníkem se dosahuje velmi dobrých výsledků. Nejdelšího času pro přípravu vzorku je potřeba v případě koncování cementem, a to i hlinitanovým, případně sádrou. Válec vyjmutý z vody stačí pouze povrchově otřít a uložit do namíchaného cementu či sádry. Tvrdnutí je v řádu minut, ale i hodin. V případě, že se uvedeným způsobem koncují obě tlačné plochy válce, se čas zdvojnásobuje. Celkový čas potom může být v rozmezí 1 až 24 h na přípravu tělesa. U tohoto způsobu koncování vzorků lze spatřovat následující problémy: vyšší čas na přípravu, nutnost vyzrání malty (hodiny až dny), těleso je obvykle po celou dobu přípravy na vzduchu, a tak vysychá, vyšší pracnost. Výhodou může být relativně nízká cena cementu a malá náročnost na vybavení a v případě použití hlinitanového cementu jde i o dovolený způsob koncování. Obvykle lze i tímto způsobem zakoncování dosáhnout požadované rovinnosti tlačných ploch a jejich rovnoběžnosti [1, 5]. Vliv horní zatěžovací úrovně při zkoušce statického modulu pružnosti v tlaku Před samotnou zkouškou modulu pružnosti norma ČSN ISO 6784 předepisuje vyzkoušet na pevnost v tlaku tři shodná tělesa stejného stáří, stejné velikosti a stejného uložení jako tělesa, která budou použita pro stanovení statického modulu pružnosti. Jako horní zatěžovací úroveň se ze zjištěné pevnosti v tlaku fc (válcové, hranolové) bere 1/3 čili 0,333 fc. Poměrně často (ve stavební praxi) však není k dispozici dostatečný počet vzorků a horní zatěžovací úroveň se stanovuje přibližným výpočtem, např. z krychelné pevnosti, nebo odhadem z třídy pevnosti dodaného betonu. Přesnost výsledku potom značně závisí na schopnosti zkušebníka dostatečně přesně „trefit“ zatěžovací úroveň. Mezi dolním napětím (0,5 MPa) a hor-


ním napětím (1/3 fc) se zkušební těleso cykluje předepsaným způsobem, přičemž se zároveň zaznamenávají poměrná přetvoření ε. Po dokončení měření modulu pružnosti se zatížení zkušebního tělesa zvětšuje předepsanou rychlostí až do porušení. Norma uvádí, že je nutné uvést ve zprávě o zkoušce okolnost, jestliže se pevnost zkušebního tělesa liší od předpokládané fc o více než 20 %. Pro úplnost připomeňme nesoulad mezi ČSN ISO 6784 (používanou v Evropě) a americkou ASTM C 469-94. ČSN ISO 6784 definuje horní zatěžovací napětí na úrovni 0,333 fc, zatímco ASTM C 469-94 na úrovni 0,4 fc. Tento rozdíl v definici horního napětí může při srovnávacích zkouškách poskytnout rozdílné hodnoty modulu pružnosti v tlaku [1]. Pro zkoušky bylo z betonu C30/37 XF2 vyrobeno celkem třicet trámců o rozměrech 100 x 100 x 400 mm pro stanovení modulu pružnosti v tlaku a hranolové pevnosti. Zkušební tělesa byla 1 d uložena ve formách v normálním laboratorním prostředí, po odformování byla dána do vodního uložení až do stáří 70 až 73 d – opět z důvodu omezení vlivu pokračující hydratace na výsledek měření při zkoušení rozsáhlé série těles. Trámce pro zkoušku modulu pružnosti a následně pevnosti v tlaku (hranolové) byly rozděleny do skupin po třech vzorcích. Tři trámce byly použity pro stanovení pevnosti v tlaku fc tak, aby bylo možno vypočítat horní zatěžovací napětí, jež je rovno 1/3 fc ve smyslu normy ČSN ISO 6784, a tímto napětím byly zkoušeny další tři trámce. Dále byly vypočteny zatěžovací úrovně, které byly stanoveny jako 0,1; 0,2; 0,3, 0,4; 0,5, 0,6; 0,7 a 0,8násobek hodnoty fc. Pro každou takto stanovenou zatěžovací úroveň byly zkoušeny vždy tři trámce. Podrobně jsme o experimentu informovali v [1, 6]. Jak je patrné z tab. 5, průměrná hranolová pevnost v tlaku je 50,1 MPa s velmi nízkým variačním součinitelem 2,6 %. Z hlediska modulu pružnosti, který byl primárně sledovanou veličinou, vidíme značnou závislost na hodnotě horní zatěžovací úrovně. Lze konstatovat, že s rostoucí zatěžovací úrovní modul klesá. Graf na obr. 3 je v podstatě potvrzením Bach-Schülleho zákona ve tvaru ε n = Eo ε, kdy součinitel n v mocnině napětí je číslo blízké jedničce, ale pro beton vždy větší než 1. V praxi se pro namá65


❚


Tab. 5 Výsledky experimentálních měření vlivu horní zatěžovací úrovně of experimental measurements of the top loading level effect

❚

Trámce 100 x 100 x 400 mm Plánovaná zatěžovací Skutečná zatěžovací Modul pružnosti [GPa] úroveň [%] úroveň [%] 10 10,2 36,3 20 21,2 33,9 30 28 32,6 33,3 30,3 32 40 41,4 30,5 50 48,7 29,6 60 59,5 29 70 70,2 28 80 79,3 26,9 Průměrná hodnota 31 Minimální hodnota 26,9 Maximální hodnota 36,3 Směrodatná odchylka 2,8 Variační součinitel [%] 10,5 Trámce 150 x 150 x 150 mm Plánovaná zatěžovací Skutečná zatěžovací Modul pružnosti [GPa] úroveň [%] úroveň [%] – – – Obr. 3 Graf závislosti modulu pružnosti na velikosti zatěžovací úrovně of modulus of elasticity and loading level history relation

Tab. 5

Results

Pevnost v tlaku trámce [MPa] 49,5 47,5 51 50 48,5 51 51 51 51 51,1 47,5 51 1,2 2,6 Pevnost v tlaku trámce [MPa] 55,5 ❚

Fig. 3

Curve

Statický modul pružnosti [GPa]

37,0 36,0 35,0 34,0 33,0 32,0 31,0 30,0 29,0 28,0 27,0 26,0 0,0

10,0

20,0

30,0

40,0

50,0

60,0

70,0

80,0

90,0

Zatěžovací úroveň trámce [%]

3

hání betonu do 20 až 30 % jeho pevnosti uvažuje n = 1 a Bach-Schülleho zákon pak nabývá formy Hookeova zákona. Výsledek samozřejmě není překvapivý, je třeba si uvědomit, jakým způsobem je modul pružnosti definován. Pro počáteční sečnový modul pružnosti směrnice tečny ke křivce vedená počátkem (nebo v blízkosti 0) pracovního diagramu pro zvyšující se hodnoty napětí klesá, čili klesá i modul pružnosti. Tato skutečnost je důvodem, proč jsou dynamické moduly vyšší, než moduly statické. Úkolem experimentu bylo nejen poukázat na tuto skutečnost, neboť z povědomí laické i odborné veřejnosti tato znalost mizí, ale především zjistit rozdíly mezi moduly pružnosti v mezích blízkých 1/3 fc, viz poznámka v normě: „Jestliže se pevnost zkušebního tělesa liší od předpokládané fc o více než 20 %, je nutné tuto okolnost uvést ve zprávě o zkoušce“. Pro prezentované měření lze zpět66

ně dopočítat, že do zprávy by nebylo nutné uvádět, že tělesa byla zkoušena na skutečnou horní zatěžovací úroveň v rozmezí 26 až 40 % fc. V našem případě se pro tyto meze modul pružnosti pohybuje mezi 33,3 až 30,5 GPa. Rozdíl 2,8 GPa v rámci přípustných hodnot již potom bez zajímavosti není. Vzpomeňme některé vášnivé diskuze na řadě konferencí na téma modul pružnosti betonu a jeho definitivní hodnota pro konkrétní beton. Závěrem lze říci, že výše horní zatěžovací úrovně při zkoušce statického modulu pružnosti má na výsledek nezanedbatelný vliv, a to i v případě, kdy jsou odchylky od požadované úrovně (1/3 fc) relativně malé, přibližně do ±10 %. Proto je třeba vždy uvádět, jak a za jakých podmínek byl modul pružnosti stanoven, neboť okrajové podmínky dané normou ČSN ISO 6784 jsou poměrně široké a naměřené hodnoty mezi jednotlivými laboratořemi se mohou značně lišit.

Z ÁV Ě R

Jak je patrné z předchozích kapitol, které se zabývají zkušebními vlivy (zkušební těleso, zakoncování, zatížení) na stanovení statického modulu pružnosti v tlaku, je jasné, že okrajové podmínky zkoušky mohou a také mají zásadní vliv na výslednou hodnotu modulu pružnosti vyšetřovaného betonu. Není překvapující, že tvar zkušebních těles významně ovlivňuje výsledek zkoušky. Nezanedbatelný rozdíl lze zaznamenat i v případě, že zkušební tělesa rozměrově vyhovují limitám požadovaným normou ČSN ISO 6784 tj. mezi válcem 150 x 300 mm a hranolem 100 x 100 x 400 mm. U námi provedených testů se zvýšení modulu pružnosti na trámcích pohybovalo mezi 1,4 až 22,7 %. Z hlediska použitého způsobu zakoncování lze konstatovat, že má na výslednou hodnotu modulu pružnosti i tlaku poměrně zajímavý vliv. Dá se říci, že vyvážených výsledků modulu i pevnosti bylo dosaženo zakoncováním pomocí síry, cementu, sádry a řezu. Překvapivé jsou výsledky u zakoncování pomocí hobrových a neoprenových podložek, kdy naměřený modul pružnosti mají téměř shodný, ale pevnost v tlaku je naprosto rozdílná, u hobry nejnižší naměřené hodnoty, u neoprenu nejvyšší nebo průměrné. Na základě provedených měření lze konstatovat, že nejvyšších hodnot pevnosti v tlaku a modulu pružnosti lze získat pomocí neoprenových podložek. Naprosto nevhodné z hlediska dopadu na výslednou hodnotu pevnosti v tlaku je potom použití hobrových podložek a „neupraveného“ hlazeného povrchu. Vzorky s hlazeným povrchem mají i nejnižší hodnotu modulu pružnosti v tlaku Rozdíly při použití síry, cementu či sádry na pevnost a modul pružnosti jsou relativně malé a tyto způsoby zakoncování tlačných ploch dávají, dalo by se říci, průměrné hodnoty. Ke způsobu zakoncování jen připomeňme, že normou jsou dovolené pouze následující způsoby zakoncování: sirná malta, malta s hlinitanovým cementem, broušení povrchu, pískové lože. Výše horní zatěžovací úrovně při zkoušce statického modulu pružnosti má na výsledek rovněž nezanedbatelný vliv, a to i v případě, kdy jsou odchylky od požadované (1/3 fc) úrovně relativně malé, přibližně do ±10 %. V provedeném experimentu byl naměřen modul pružnosti betonu pro dovolené meze 30,5 až 33,3 GPa. Jak je patrné z provedených experi-


❚

4/2012

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E Literatura: [1] Huňka P.: Studie k disertační práci – Modul pružnosti betonu – možnosti stanovení, technologické a zkušební vlivy, Kloknerův ústav, ČVUT v Praze, květen 2011 [2] Bechyně S.: Technologie betonu, sešit čtvrtý Pružnost betonu, edice Betonové stavitelství, Státní nakladatelství technické literatury, Praha 1959 [3] Cikrle P., Huňka P.: Porovnání metodik zkoušení modulu pružnosti betonu, příspěvek na konferenci Technologie, provádění a kontrola betonových konstrukcí 2006, ISBN 80-903502-4-0, ČBS ČSSI, Praha, 2006 [4] Huňka P., Kolísko J.: Studium vlivu tvaru, velikosti a způsobu přípravy zkušebního tělesa na výsledek zkoušky statického modulu pružnosti betonu v tlaku, příspěvek na konferenci 15. Betonářské dny 2008, ISBN 978-80-87158-11-1, ČBS servis, s. r. o., Hradec Králové, 2008 [5] Huňka P., Bouška P., Kolář K., Řeháček S.: Vliv způsobu zakoncování tlačných ploch zkušebního tělesa na hodnotu statického modulu pružnosti v tlaku, pří-

❚


spěvek na konferenci Zkoušení a jakost ve stavebnictví 2011, ISBN 978-80-2144338-9, VUT Brno, Brno, 2011 [6] Huňka P., Kolář K., Bouška P., Řeháček S., Kolísko J., Reiterman P., Vokáč M.: Vliv horní zatěžovací úrovně při zkoušce statického modulu pružnosti v tlaku, příspěvek na konferenci Betonářské dny 2011, ISBN 978-80-87158-30-2, ČBS ČSSI, Hradec Králové, 2011 [7] Pokorný J., Mokříž P.: Beton – nejrozšířenější stavební materiál, současné problémy při návrhu a realizaci některých betonových konstrukcí, 15. Betonářské dny, Hradec Králové 2008, 486 s., ISBN 978-80-87158-11-1 [8] Rieger P., Štěrba A.: Znovu k údajným problémům s modulem pružnosti betonu, možnost specifikace dle změny Z3 ČSN EN 206-1, časopis Beton TKS 4/2009, str. 88–91 [9] Misák P., Vymazal T.: Modul pružnosti vs. Pevnost v tlaku, časopis Beton TKS 2/2009, str. 58–59 [10] Vašková J., Števula M., Veselý V.: Modul pružnosti automaticky? Beton TKS 6/2007, str. 57–59

modulu pružnosti stanovit s ohledem na poměrně široké okrajové podmínky zkoušky dle normy ČSN ISO 6784, aby projektant mohl počítat s hodnotou modulu pružnosti, která nebude záviset na uspořádání zkoušky v různých zkušebnách, ale bude se pohybovat v běžných mezích variability dané proměnlivostí složek betonu. Na základě dlouhodobých měření (dva roky průběžné sledování výroby, čtyři receptury, více než pět set válců) je variační koeficient modulu pružnosti sledovaných betonů cca 4 až 6 % a variační koeficient pevnosti v tlaku 6 až 15 %. Tato práce vznikla za podpory grantového projektu GAČR č. 104/10/2359. Ing. Petr Huňka tel.: 224 353 521 e-mail: [email protected] Doc. Ing. Jiří Kolísko, Ph.D. tel.: 224 353 545

mentů, norma ČSN ISO 6784 pro stanovení modulu pružnosti v tlaku definuje některé okrajové podmínky zkoušky a to ne zcela dostatečně. Zkoušce samotné je proto nutné věnovat velikou pozornost, do protokolů je třeba uvádět jak a za jakých podmínek byl modul pružnosti stanoven. Prezentované výsledky by měly zajímat jak technology, tak projektanty, neboť se často stává, že projektant při navrhování konstrukce dle ČSN EN 1992-1-1 pro odhad modulu pružnosti použije tabulku z této normy, a nevyužije možnost modul pružnosti specifikovat

4/2012

❚

dle ČSN EN 206-1 změna Z3 z května 2008. Problém může nastat v okamžiku, kdy betonárna dodá beton, který vyhovuje normě ČSN EN 206-1, ale tento dodaný beton má odlišný modul pružnosti od modulu, se kterým projektant počítal, což se u citlivé konstrukce může projevit např. větším přetvořením atd. Tento problém je dán tím, že ČSN EN 1992-1-1 ani starší normy neuvažují s variabilitou modulu pružnosti v rámci pevností třídy betonu. Vedle tohoto často diskutovaného problému viz [7 až 11] vyvstává na základně našich experimentů i problém, jak vůbec hodnotu


e-mail: [email protected] Ing. Stanislav Řeháček tel.: 224 353 521 e-mail: [email protected] Ing. Miroslav Vokáč, Ph.D. tel.: 224 353 509 e-mail: [email protected] všichni: Kloknerův ústav ČVUT v Praze Šolínova 7, 166 08 Praha 6 www.klok.cvut.cz Text článku byl posouzen odborným lektorem.

67

❚



❚

PROBLEMATIKA CHLAZENÍ BETONU KAPALNÝM DUSÍKEM COOLING OF CONCRETE BY LIQUID NITROGEN Kristýna Chmelíková Článek se zabývá možnostmi využití technologie chlazení čerstvého betonu kapalným dusíkem a jeho aplikací v praxi. ❚ Possibilities of usage of liquid nitrogen technology to cooling of fresh concrete are described in the article and its practical application is presented.

Tvrdnutí betonu je způsobeno chemickou reakcí cementu s vodou. Při tomto procesu dochází k vývinu hydratačního tepla. Uvolněným teplem se beton zahřívá. Pro odvod tepla je důležitý poměr povrchu materiálu k jeho objemu. Na velikosti povrchu závisí tepelná kondukce a na velikosti objemu tepelná kapacita. Proto u tenkých konstrukcí teplo snadno uniká do okolí, kdežto u konstrukcí masivních se teplota v jádře betonové konstrukce kumuluje a výsledná hodnota může vzrůst až o desítky stupňů Celsia. Vysoké teploty v konstrukci mohou negativně ovlivnit kvalitu betonu. Je tedy nutné zabránit, aby teplota při tvrdnutí překročila maximální stanovenou mez (ta je např. dle TP ČBS 02 pro bílé vany 45 °C). Rozdíl teplot uvnitř a na povrchu konstrukce, tzv. teplotní gradient, způsobuje pnutí v betonu. Následkem pnutí jsou trhliny, které jsou zejména u vodonepropustných konstrukcí nežádoucí. Snahou je minimalizovat teplotní rozdíl mezi povrchem, kde se teplota betonu blíží teplotě okolí, a jádrem betonové konstrukce, kde jsou teploty nejvyšší. Dalším nebezpečím je horké počasí. Vyšší teploty urychlují chemické reakce způsobující tuhnutí a tvrdnutí, tedy hydrataci cementu. Odpařování voTab. 1 Porovnání vlivu jednotlivých složek na výslednou teplotu čerstvého betonu [2] ❚ Tab. 1 Comparison of component effects on resulting temperature [2]

Chlazené médium

kamenivo záměsová voda cement

68

dy a rychlejší hydratace vede k rychlejší změně konzistence, tedy ke zkrácení zpracovatelnosti čerstvého betonu. Podle technických kvalitativních podmínek (TKP, kapitola 18 – beton pro konstrukce) obecně teplota čerstvého betonu při ukládání nesmí překročit tmax = 27 °C. To je ovšem v horkém letním počasí mnohdy téměř nemožné, a tak je potřeba zavést dodatečná opatření. Zmíněné obtíže jsou spjaty s vývinem hydratačního tepla. Řešením je snížit maximální teploty při hydrataci cementu. Toho lze dosáhnout minimalizováním množství cementu nebo použitím cementů s nízkým vývojem hydratačního tepla. Dále je možné hydratační teplo omezit aditivy (zpomalovače tuhnutí) nebo chlazením betonu.

Technologie chlazení betonu kapalným dusíkem Kapalný dusík je inertní kapalina, bez barvy, chuti a zápachu, která má při běžných podmínkách teplotu -196 °C. Oproti své plynné verzi je 800krát hustší. Vyrábí se stlačováním a zchlazováním vzduchu, který obsahuje 78 % dusíku. Na místo spotřeby se dopravuje v cisternách, kde se přepouští do kryogenních zásobníků. Výhodou kapalného dusíku je, že ochladí materiál a volně odejde v plynném stavu zpět do atmosféry. V porovnání s technologií chlazení betonové směsi ledovou drtí není dávkování kapalného dusíku kapacitně omezeno a navíc technologie chlazení čerstvého betonu kapalným dusíkem nijak zásadně neovlivňuje jeho konzistenci.

MOŽNOSTI CHLAZENÍ BETONU

VY U Ž I TÍ TE C H N OL OGI E C H L A ZEN Í B E TON U PŘ I B E TON ÁŽ I

Chladit lze jednak jednotlivé složky (kamenivo, záměsovou vodu, cement) zvlášť, anebo betonovou směs jako celek. V tab. 1 je uvedeno, o kolik °C je nutné jednotlivé složky zchladit, aby byla výsledná teplota vyrobené směsi o 1°C nižší. Chladit lze čerstvý beton při jeho výrobě, před transportem, před ukládáním nebo již ztvrdlý beton uložený v konstrukci (chlazení proudící vodou v průběžném trubním systému [1]). Existuje celá řada technologií chlazení, např.: chlazení kameniva kropením, náhrada záměsové vody ledovou tříští či ledovou vodou. K chlazení lze použít také kapalný dusík, kdy je možno chladit jak jednotlivé složky zvlášť, tak i celou směs dohromady, a to v míchacím jádru nebo v bubnu autodomíchávače.

Chlazení betonu kapalným dusíkem probíhá těsně po namíchání betonové směsi. Ke kryogennímu zásobníku se přistaví autodomíchávač a k plnícímu trychtýři se připne dávkovací zařízení čerpající kapalný dusík. Beton je nutné chladit cyklováním, aby došlo k rovnoměrnému zchlazení celé směsi. Po každém cyklu trvajícím řádově několik sekund by měla následovat krátká pauza na promíchání. Dávkovací zařízení umožňuje nastavení času jednoho cyklu. Celkově tak zchlazení jednoho autodomíchávače trvá zhruba 10 min. Zajímavým doprovodným efektem při chlazení je mlha. Kapalný dusík se v prostředí pro něj o 200 °C teplejším vaří a na jeho studených parách kondenzují vodní páry ze vzduchu.

1

Potřebné snížení vstupní teploty k ochlazení betonové směsi o 1 °C [°C] 2 4 10


❚

4/2012


❚


2

3a Obr. 1 Teplota betonu dodávaného na stavbu během dne ❚ Fig. 1 Temperature of concrete supplied to a building site during the day

3b

4

Obr. 2 Betonovaná část inundační pole Trojského mostu ❚ Fig. 2 Concreted part of the filled field of the Troja bridge Obr. 3 a) Čerpání kapalného dusíku z kryogenního zásobníku, b) dávkování kapalného dusíku cyklováním ❚ Fig. 3 a) Pumping of liquid nitrogen from cryogenic accumulator, b) dosing of liquid nitrogen by cycling Obr. 4 Kondenzace vodních par na čerpadle kapalného dusíku ❚ Fig. 4 Condensation of air moisture on the liquid nitrogen pump

4/2012

❚


69


❚

MATERIALS AND TECHNOLOGY 5

7

6

V červnu roku 2011 byla technologie chlazení betonu kapalným dusíkem poprvé v České republice využita v praxi (firmou TBG Metrostav). Stalo se tak při betonáži mohutných koncových příčníků inundačního pole Trojského mostu v Praze. Beton byl vyroben z odleželého cementu (s nižší teplotou), aby bylo následné chlazení efektivnější. Betonáž koncových příčníků Trojského mostu trvala celý den, bylo slunečno a teplota vzduchu ve stínu dosahovala 28 °C. Na stavbě byla průběžně měřena teplota dodávaného betonu, výsledky byly zpracovány do grafu na obr. 1. První čtyři dodávky betonu (v grafu zakroužkovány) nebyly záměrně chlazeny, jelikož v ranních hodinách byla teplota ovzduší optimální. Během dne teplota vzduchu rostla až na 28 °C, avšak teplota dodávaného chlazeného betonu nepřekročila 23,5 °C, což s rezervou splňuje požadavky výše uvedených TKP 18. Praktické informace Výrobci betonu tato technologie přináší více nákladů, jejichž výše se odvíjí od ob70

jemu a požadovaného snížení teploty betonu. Výsledná teplota betonové směsi je ovlivněna teplotou každé jeho složky, proto je dobré pro výrobu použít například odleželý cement, či kamenivo ze skládky, která není přímo vystavena slunci. Současně nelze nikdy předem odhadnout průběh chlazení. Účinnost chlazení je ovlivněna mnoha dalšími faktory, např. teplotou prostředí, teplotou autodomíchávače, prodlevou mezi chlazením a ukládáním apod. Z ekonomického hlediska má tato metoda v praxi význam pro zchlazení betonu o 3 až 4 °C. Otázkou je, zda v horkém letním počasí není ekonomičtější provést betonáž přes noc, či počkat několik dnů až budou podmínky optimální. Z ÁV Ě R

Při betonáži nového mostu v pražské Troji byla ověřena technologie chlazení betonu kapalným dusíkem. Bylo prokázáno, že tato metoda snižuje teplotu čerstvého betonu a současně snižuje i následný vývoj hydratačního tepla, přičemž zásadně neovlivňuje konzistenci a obsah vzduchu v provzdušněném betonu. Technologie chlazení betonu

Obr. 5 Transport zchlazené směsi na stavbu ❚ Fig. 5 Cold concrete mix transport to a building site Obr. 6 Ukládání chlazeného betonu na stavbě Trojského mostu v Praze ❚ Fig. 6 Cold concrete mix casting of the Troja bridge conctruction Obr. 7 Pohled na konstrukci Trojského mostu ❚ Fig. 7 View of the Troja bridge structure

Literatura: [1] Šmilauer V., Vítek J. L., Patzák B., Bittnar Z.: Optimalizace chlazení oblouku Oparenského mostu, Beton TKS 4/2011, p. 62–65 [2] Tůma A.: Technologie chlazení betonu kapalným dusíkem, Sb. konf. Technologie betonu 2009, ČBS ČSSI, 2009

tekutým dusíkem je vhodná pro použití při betonážích v horkém počasí, pro betonáže masivních konstrukcí a zejména u konstrukcí, kde je důležité zajistit vodonepropustnost betonu.

Bc. Kristýna Chmelíková e-mail: [email protected]


❚

4/2012

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH

ODOLNOST CEMENTOBETONOVÝCH DESEK NA PODLOŽÍ PŘI CYKLICKÉM NAMÁHÁNÍ ❚ RESISTANCE OF CONCRETE GROUND SLABS UNDER CYCLIC LOADING Ludvík Vébr, Bohuslav Novotný, Petr Pánek Příspěvek je věnován únavovému testování osmi cementobetonových desek (CB) na štěrkopískovém podloží v testovacím boxu. Výsledky zkoušek potvrzují skutečnost, že únavová odolnost CB desek je podstatně vyšší než odhady založené na únavových vztazích pracujících s hodnotami pevnosti v tahu za ohybu stanovených na nosníkových vzorcích. ❚ The paper summarizes results of fatigue testing of eight concrete slabs resting on granular base in testing box. Obtained results confirm enhanced fatigue resistance of concrete slabs in comparison to the predictions based on concrete flexural characteristics derived from concrete beam testing.

Článek je věnován výsledkům experimentální části projektu GAČR 103/09/1746 „Optimalizace návrhu cementobetonových vozovek na základě počítačového a experimentálního modelování”, který byl zaměřen na únavovou odolnost CB desek krytu. Experimentální program měl ověřit poznatky o zvýšené únavové odolnosti CB desek, které byly publikovány v práci [1]. Únavová odolnost CB desek je přitom důležitým dílčím problémem složité problematiky optimalizace navrhování, exploatace, údržby a oprav cementobetonových vozovek. Je třeba připomenout, že v USA v rámci současného superprojektu CP Road Map [2] bylo formulováno cca 270 výzkumných problémů, které byly začleněny do dvanácti základních výzkumných směrů (research tracks) s předpokládanými náklady řešení v rozsahu 250 až 500 mil. USD (předběžně do roku 2020). E X P E R I M E N TÁ L N Í P R O G R A M

Pilotní projekt testování únavové odolnosti cementobetonových desek zahrnoval výrobu osmi desek půdorysných rozměrů 1 400 × 1 100 mm, z toho sedm desek mělo tloušťku 100 mm a poslední deska tloušťku pouze 80 mm. Desky byly po dozrání betonu umístěny na podkladní vrstvu štěrkopísku (tloušťky 300 mm) v testovacím boxu (obr. 1) a byly osazeny tenzometry pro záznam jejich deformací a snímači LVDT (linear variable differential transducers) pro monitorování jejich průhybů. Cyklické zatížení bylo na desky přenášeno hydraulickým zatěžovacím válcem přes kruhovou zatěžovací oblast poloměru 50 mm. Výslednice zatížení oscilovala mezi maximální hodnotou Qmax a minimální hodnotou Qmin (ve všech případech bylo požadováno Qmin = 0,5 kN). U desek 1 až 5 bylo zatížení umístěno do středu příčné (kratší) hrany, u desek 6 a 7 do středu podélné hrany a u desky 8 do středu desky (obr. 2). Původně se uvažovalo s frekvencí zatížení 2 Hz, z technických důvodů bylo přistoupeno na akcelerované 2a

4/2012

1 Obr. 1 CB deska v testovacím boxu, zatěžovací systém Fig. 1 Concrete slab in testing box, loading system

Obr. 2 Umístění zatížení: a) desky 1-5, b) desky 6, 7, c) deska 8 ❚ Fig. 2 Loading placement: a) slabs 1-5, b) slabs 6, 7, c) slab 8

zkoušky s frekvencí pohybující se v jednotlivých etapách zkoušení v rozmezí 2 až 7,2 Hz. Desky byly zhotoveny ze silničního betonu třídy CB I následujícího složení: cement 42,5 R 390 kg/m3, kamenivo frakce 0/4 830 kg/m3, kamenivo frakce 8/16 955 kg/m3, voda 190 kg/m3. Beton vykázal pevnost v tlaku fc ≈ 60 MPa a objemovou hmotnost ρc ≈ 2 350 kg/m3, pevnost v tahu za ohybu jsme odborným odhadem stanovili hodnotou ft,fl ≈ 6 MPa. Postup hodnocení únavové odolnosti CB desek Cílem experimentálního výzkumu únavové odolnosti CB desek bylo ověření poznatků práce Roesler et al. [1] o zvýšené únavové odolnosti desek ve srovnání s údaji odvozenými klasickými přístupy. Za základ hodnocení únavové únosnosti jsme zvolili vztah Dartera a Barenberga [3] © X¹ log Nf " 17,61 ª 1 º ft,fl » «

,

(1)

kde Nf je počet opakování zatížení do porušení, σ je maximální hodnota ohybového napětí, ft,fl je hodnota pevnosti v tahu za ohybu stanovená na nosníkových vzorcích.

2b

❚

❚


2c

71

VĚDA A VÝZKUM

❚


Pro další uplatnění získaných poznatků je potřebné ozřejmit spojitost vztahu (1) s postupy platné české návrhové metody TP170 [4]. Při posouzení CB vozovky podle technických podmínek TP170 se vyžaduje, aby návrhová hodnota celkového poměrného porušení za návrhové období Dcd byla menší než 1 Dcd "

TNVcd TNVcd,lim

,

© L L Mf ¹ 1 u D td TNVcd,lim " ª º L d C2 C3 « X Qd ^ .X Td »

(3)

(4)

kterou přípustný počet opakování zatížení podle původního vztahu (1) „snižují“ součinitelé TP170. Úprava (3) je přitom podobná úpravě Roeslera [1], který na základě únavového testování čtvercových desek na poddajném podkladu upravil vztah (1) do podoby © X ¹, log Nf " 17,61 ª 1 º « P ft,fl »

(5)

kde součinitel κ „zvýšené únavové odolnosti“ stanovili hodnotou κ = 2,8 (cyklické zatížení působilo ve středu okraje desek). Únavové odolnosti zkoušených desek podle vztahu (5) byly hodnoceny se zohledněním charakteru realizovaných únavových procesů. Součinitel κ zvýšené únavové odolnosti v případě několika navazujících únavových procesů charakterizovaných maximálním napětím σi* a počtem opakování zatížení Ni* (i = 1, 2, ..., k) byl určen řešením nelineární rovnice Minerova zákona akumulace porušení k

Ni*

¨N i "1

fi,

"1 ,

© X* ¹ log Nfi, " 17,61 w ª 1 i º , « P ft,fl »

(6)

tedy za předpokladu, že k –tý únavový proces bude ukončen porušením desky. Nedojde-li k porušení, potom získaná hodnota představuje pouze spodní odhad hodnoty κ. Hodnoty napětí σi* jsme zjišťovali výpočetním programem CB_vozovky_1D pomocí postupů metody konečných prvků – jde tedy o smíšený přístup konfrontace výsledků výpočetní simulace a laboratorního měření. Průběh a výsledky experimentu Ověřování poznatku zvýšené únavové odolnosti CB desek jsme realizovali únavovými zkouškami osmi desek podle obr. 2. 72

(a)

, (2)

a postupy výpočtového modelování [5] jsme hledali hodnotu ρ tak, aby vztahy (2) a (3) dávaly pro přejezdy pětinápravových kamionů ekvivalentní hodnoty poškození: dospěli jsme k hodnotě W ~ 0,75 ,

Poloha zatížení

Stanovení hodnot parametru κ zvýšené únavové odolnosti ❚ Determination of values of fatigue enhancement parameter κ

1 2–4 5

hCB [mm] 100 100 100

6

100

7

100

8

80

Deska

B

kde TNVcd je návrhová hodnota celkového počtu přejezdů těžkého nákladního vozidla (TNV) za návrhové období, TNVcd,lim mezní hodnota počtů přejezdů TNV za návrhové období, η součinitel nárůstu pevnosti betonu s časem, ftd pevnost betonu v tahu (za ohybu), σQd vypočtené maximální napětí v betonu od návrhové nápravy, σTd vypočtené maximální napětí v betonu vlivem teploty, γd dílčí součinitel spolehlivosti výpočtového modelu, γu dílčí součinitel spolehlivosti aplikace únavové zkoušky, γD dílčí součinitel spolehlivosti porušení vozovky, ψ součinitel kombinace zatížení, B charakteristika únavy (B = 20), C2 součinitel vyjadřující fluktuaci stop TNV a C3 součinitel spektra hmotnosti náprav TNV. Vztah (1) jsme proto doplnili kalibračním koeficientem ρ © X ¹ log g Nf " 17,61 ª 1 º W ft,fl » «

Tab. 1 Tab. 1

(b)

(c)

i – etapa zatížení 1 1 1 1 2 1 2 3 4 1 2

Ni* 6

1 × 10 1 × 106 1 × 106 1,1 × 102 55 ⊗ 2,5 × 106 2,5 × 106 2,5 × 106 8,5 × 106 2,5 × 106 95 ⊗

Qmax,i [kN] 8,5 17 34 23,86 28,5 8,5 17 25 33 10 30

σi* [MPa] 2,65 5,28 10,55 6,41 7,65 2,32 4,58 6,71 8,84 2,31 6,84

κ – 1,33 2,67 1,42

2,22

1,28

Parametry únavového procesu 1. desky (Qmax = 8,5 MPa) byly zvoleny na základě standardních hodnot materiálových charakteristik předepsaných v předpisu TP170, přičemž se předpokládalo porušení desky při N* ≈ 0,5 . 106 počtu opakování zatížení. Zvýšení hodnot Qmax u desek 2 až 5 potom vyplynulo ze skutečnosti, že u předešlých únavových procesů nedošlo k porušení desek ani při 1 . 106 cyklech. U desky 6 jsme chtěli realizovat únavový proces desky 5 (ukončen bez porušení desky) s přesunutím polohy zatížení do středu podélné hrany, avšak již při náběhu zatížení na plánovanou hodnotu Qmax = 34 kN došlo k porušení desky. U desky 7 se proto zatížení příčné hrany zvyšovalo postupně ve čtyřech etapách, všechny plánované etapy proběhly bez porušení desky. V případě poslední desky bylo zatížení umístěno do středu desky a únavový proces byl plánován ve třech etapách: Qmax = 10; 30 a 50 kN; úspěšně proběhla pouze první etapa, při náběhu zvýšeného zatížení druhé etapy došlo k porušení desky. Výsledky únavového testování CB desek jsme zaznamenali v tab. 1. Uvádíme tloušťku desek hCB, počet realizovaných opakování zatížení Ni* (porušení desky označujeme symbolem ⊗), maximální hodnotu výslednice zatížení Qmax,i, hodnotu maximálního napětí σi* stanovenou výpočtem a v posledním sloupci hodnotu součinitele zvýšené únavové odolnosti κ podle vztahu (6). Výsledky testování desek 1 až 5 a desky 7 potvrzují zvýšení únavové odolnosti desek při poloze zatížení na okraji desky, kde převládá jednorozměrný stav napětí – porušení vyvolávající napětí působí ve směru okraje a napětí ve směru kolmém k okraji je rovné nule (přinejmenším je v realitě zanedbatelné ve srovnání s napětím ve směru okraje). V uvedených případech má parametr κ zvýšené únavové odolnosti hodnotu větší než 2, v případě desky 5 se zatížením na příčné hraně je κ ≈ 2,7, a to je již hodnota velmi blízká k hodnotě κ ≈ 2,8, ke které dospěl Roesler [1]. Únavové procesy realizované na těchto deskách byly přitom ukončeny před porušením desek a lze tedy počítat se zvýšením hodnoty parametru κ při doběhnutí těchto procesů až k porušení desek. Příčina porušení desky 6 ve stadiu počátečního náběhu únavového zatížení nebyla zjištěna, více poznatků by bylo možné zjistit pouze v rozsáhlejším experimentálním výzkumu s možností opakovat zkoušky za shodných podmínek. Případ zatížení desky 8 ve středu desky se od předešlých případů okrajového zatížení odlišuje tím, že napětí v obou hlavních směrech jsou řádově stejné velikosti, a tedy mechanismus odolnosti v jednom směru nemůže vypomáhat dru-


❚

4/2012

VĚDA A VÝZKUM Literatura: [1] Roesler J. R., Hiller J. E., Litlleton P. C.: Large-Scale Airfield Concrete Slab Fatigue Tests, Int. J. Concrete Pavements, 1, 2005, 66–87 [2] Harrington D., Rasmussen R., Merritt D., Cackler T., Taylor P.: Long-Term Plan for Concrete Pavement Research and Technology, The Concrete Pavement Road Map (Second Generation): Volume I, Background and Summary [Report No. FHWA-HRT-11-065], U.S. Department of Transportation FHWA, 2012 [3] Darter M. I., Barenberg E. J.: Design of Zero-Maintenance Plain Jointed Concrete Pavement, Report No. FHWA-RD-77-111, Vol. 1; Federal Highway Administration, 1977 [4] TP170 Navrhování vozovek pozemních komunikací [TP], MD ČR, 2004 s úpravou 2006 [5] Novotný B.: Některé otázky návrhu cementobetonových vozovek, In: CD sborník konf. „Pozemní komunikace 2012“, Praha 2012

❚


STAVÍME PROFESIONÁLNĚ

hému směru. Tuto skutečnost je třeba potvrdit dalšími zkouškami a upravit případně podobu vztahu (3) i pro polohy vzdálenější od okrajů desek. Z pohledu celkové únavové odolnosti desky ale v případě středového umístění zatížení zase příznivě působí nižší hodnota napětí – větší část kolových zatížení se přímo přenáší do podkladní soustavy vozovky. U pozice zatížení na okraji desky je efekt horizontálního roznosu zatížení (způsobující ohyb desky) podstatně větší.

www.smp.cz

Z ÁV Ě RY

Výsledky experimentálního vyšetřování na deskách půdorysných rozměrů 1 400 × 1 100 mm naznačují zvýšenou únavovou odolnost CB desek – zejména při působení zatížení v oblasti spár (okrajů) CB desek, a to jsou oblasti nejvíce namáhané přejezdy těžkých nákladních vozidel. I velmi mírné zvýšení únavové odolnosti ve vztazích standardního posuzování CB vozovek by přitom vedlo k výraznému snížení tloušťky CB desek. V procesu modifikace české návrhové metody by se dal účinně využít postup, kterým jsme posuzovali kompatibilitu návrhové metody TP170 a únavového vztahu Dartera – Barenberga (1) ve vztazích (2), (3). Hodnocení provozní výkonnosti CB vozovek podle TP170 má však v podstatě úlohu interpolačního nástroje pro hodnocení CB vozovek za podmínek exploatace, které se výrazně liší od standardních podmínek katalogových vozovek. Úpravy návrhových metod tohoto typu na základě dílčích zjištění experimentálního výzkumu nelze ale zavádět bez dalšího hlubšího výzkumu.

Příspěvek je součástí řešení projektu GAČR č. 103/09/1746 „Optimalizace návrhu cementobetonových vozovek na základě počítačového a experimentálního modelování”. Doc. Ing. Ludvík Vébr, CSc. e-mail: [email protected]

DÁLNICE D3 VESELÍ NAD LUŽNICÍ Divize dopravních staveb realizuje na trase D3 Tábor - Veselí nad Lužnicí dálniční most v inundačním území Lužnice ve Veselí nad Lužnicí. Mostní dílo by mělo být předáno k užívání do konce roku 2012.

Ing. Bohuslav Novotný, DrSc. e-mail: [email protected] Ing. Petr Pánek, Ph.D. e-mail: [email protected] všichni: Katedra silničních staveb Fakulta stavební ČVUT v Praze

Text článku byl posouzen odborným lektorem.

4/2012

❚


73

VĚDA A VÝZKUM

❚


MĚŘENÍ A VYHODNOCENÍ DLOUHODOBÝCH DEFORMACÍ LETMO BETONOVANÉHO MOSTU PŘES LABE V LITOMĚŘICÍCH ❚ MEASUREMENT AND ANALYSIS OF LONG-TERM DEFORMATION OF THE BRIDGE OVER THE LABE RIVER IN LITOMERICE ERECTED BY BALANCED CANTILEVERS METHOD Zdeněk Matouš, Martin Štroner, Rudolf Urban, Lukáš Vráblík

began immediately after the bridge opening. Introduction of the measurement methodology

pisující chování podobných konstrukcí po celém světě.

and evaluation of their results is the content of Předpjaté betonové konstrukce a mosty vel-

this article.

KONSTRUKCE MOSTU

V prosinci roku 2009 byl slavnostně uveden do provozu nový most přes Labe v Litoměřicích. Realizační dokumentaci mostu zpracovala firma Pontex, spol. s r. o., výstavbu provedlo sdružení firem Metrostav, a. s., a SMP CZ, a. s. Rozpětí hlavního pole – 151 m je rekordní v České republice. Ani toto bohužel nepřesvědčilo investora věnovat pozornost tomuto mostu i po jeho dokončení a provádět jeho monitoring a dlouhodobě most sledovat. Jelikož se jedná o výborný „studijní“ materiál, bylo rozhodnuto měření financovat z prostředků výzkumných projektů zpracovávaných na pracovišti autorů. Výsledky získané z těchto měření jsou velmi cenná data, která rozšíří databázi po-

Most generála Františka Chábery v Litoměřicích je součástí stavby „II/247 – přivaděč k průmyslové zóně Prosmyky“. Přemosťuje Labe mezi obcí Mlékojedy na levém břehu a městem Litoměřice ležícím na pravém břehu řeky. Nosnou konstrukci mostu tvoří spojitý komorový nosník o sedmi polích, jehož celková délka je 584,5 m. Rozpětí jednotlivých polí jsou 43 + 64 + 72 + 90 + 151 + 102 + 60 m. Nosná konstrukce je tvořena komorovým příčným řezem – šířka spodní desky je 7,5 m, šířka horní desky je 14,5 m. Hlavní pole mostu (151 m) a pole k němu přilehlá (90 + 102 m) byla realizována technologií letmé betonáže. Tato pole jsou tvořena dvojicí vahadel s proměnnou výškou komory nosní-

kých rozpětí typicky vykazují dlouhodobý nárůst průhybů. Výsledné působení těchto konstrukcí je ovlivněno kombinací celé řady faktorů. Pro vytvoření spolehlivých komplexních metod predikce jejich chování je nutná jejich kalibrace na reálných konstrukcích. Pro tyto účely bylo ihned po uvedení do provozu započato s měřením deformací letmo betonovaného mostu přes Labe v Litoměřicích. Seznámení s metodikou měření a jejich vyhodnocením je náplní tohoto článku.

❚ Long-span prestressed concrete

structures and bridges usually show increasing of long-time deflections. The final behaviour of these structures is influenced by a combination of various factors. For developing

reliable

prediction methods it is necessary to verify these methods on real structures. For this reason the measurement of deformations of the bridge over the Labe river in Litoměřice

1a 1b

Obr. 1 Podélný a příčný řez letmo betonované části mostu ❚ Fig. 1 Longitudinal section and cross-section of the bridge structure part erected by balanced cantilevers method Obr. 2 Schéma předpětí letmo betonované části konstrukce ❚ Fig. 2 Scheme of prestressing arrangement of the bridge structure part erected by balanced cantilevers method Obr. 3 Rozmístění sledovaných bodů na konstrukci ❚ Fig. 3 Arrangement of observed points

74


❚

4/2012

VĚDA A VÝZKUM

❚


2

ku od 3,5 m ve středu pole do 7,5 m nad podporou a proměnnou tloušťkou spodní desky nosníku narůstající spolu s výškou komory od 270 mm do 1 200 mm (obr. 1). Levé vahadlo, které bylo zhotoveno jako první v pořadí, je symetrické s délkou vyložení obou ramen 148 m od zárodku. Pravé vahadlo, na kterém byly započaty práce až po zhotovení levého vahadla z důvodu použití pouze dvou betonážních vozíků, má délku vyložení levého ramene 74 m a pravého ramene 84 m od zárodku. Navazující části komorového nosníku, které byly vystavěny na pevné skruži, mají konstantní výšku komory 3,5 m

s tloušťkou spodní desky 270 mm. Předpínací výztuž vahadel tvoří zalomené kabely vedené při horním povrchu, které jsou na konci vahadel před místem kotvení svedené ke spodnímu povrchu. Předpínací kabely při spodním povrchu v poli jsou poté kotvené v místě kotvení vahadlových kabelů, čímž zajišťují předpětí všech průřezů konstrukce a nahrazují tak užívané kabely spojitosti finální konstrukce mostu. Konstrukce je dále doplněna dalšími kabely, aplikovanými až na finálním statickém systému. Schéma předpínací výztuže letmo betonované části mostu je ukázáno na obr. 2.

GEODETICKÁ MĚŘENÍ

Geodetická měření jsou prováděna za účelem etapového sledování výškových změn sledovaných bodů rozmístěných ve dvou podélných profilech po obou stranách mostní konstrukce – celkem 2 x 43 bodů s označením 1 až 43 a 101 až 143 (obr. 3). Sledované body jsou stabilizovány kovovými nivelačními hřebovými značkami zalepenými do vrtaného otvoru tělesa chodníku. Stabilizace byla provedena realizátorem stavby po jejím dokončení. K měření byla vzhledem ke značným vzdálenostem, požadované rychlosti a přesnosti měření (směrodatná od-

3

4/2012

❚


75

VĚDA A VÝZKUM

❚


chylka určení výšky 2 mm) zvolena technologie trigonometrického určení výšek s úspěchem použitá při měřeních na obdobných mostních konstrukcích, jak je uvedeno např. v [2] nebo [3]. Technologie měření, použité přístroje a pomůcky Pro měření je s výhodou využita robotizovaná totální stanice Trimble S6 HP (směrodatná odchylka měření délky 1 mm + 1ppm·D, měření zenitového úhlu a vodorovného směru se směrodatnou odchylkou 0,3 mgon) s automatickým cílením na všesměrový hranol Trimble umístěný na výtyčce se speciálním spodním nástavcem pro měření z nivelačních značek (obr. 4). Měření je prováděno ze dvou stanovišť (v každé etapě umístěných dle aktuální potřeby) připojených na bod 1005 základní vytyčovací sítě (ZVS) vybudované pro stavbu mostu. Výška bodu byla ověřena kontrolním měřením na bod 1004 téže sítě. Každý bod je měřen ve dvou polohách, každá poloha s dvojím cílením a odečtením. Po změně stanoviště jsou kontrolně měřeny dosažitelné již zaměřené body. Měření na připojovací bod je prováděno vícenásobně, a to před začátkem měření na stanovišti a na konci měření na stanovišti. Paralelně s měřením je měřena teplota vzduchu a konstrukce. K měření je použit kalibrovaný digitální teploměr Greisinger, teplota konstrukce byla měřena bezdotykovým teploměrem Ahlborn Messtechnik AMiR 7811. Při prvním měření bylo také provedeno určení vlivu refrakce při měření trigonometrickou metodou, které ukázalo, že za vhodných podmínek měření (noc 29. 9. 2010) je vliv refrakce při měření na mostní konstrukci zanedbatelný. V tomto směru je připravován další výzkum, neboť vlivem refrakce zůstává jistá nejistota při připojovacím měření. Bodové pole Jako připojovací je využita stávající základní vytyčovací síť vybudovaná pro stavbu mostu, její použité body (1005, 1004) jsou stabilizovány kovovou zabetonovanou pažnicí s nivelačním hřebem na vrchu (obr. 5). Rozbor přesnosti měření Hlavní zdroje možných chyb měření jsou zejména: • přesnost přímo měřených veličin; • přesnost signalizace bodu výtyčkou s všesměrovým hranolem; 76

• přesnost připojení na vztažný bod; • vliv prostředí na podrobné měření, vliv

prostředí na připojení. Rozbor přesnosti byl proveden pro vzdálenost připojení maximálně 60 m a maximální vzdálenost měření stanoviště – podrobný bod 300 m dle zásad a principů uvedených v [4]. Směrodatná odchylka měření zenitového úhlu je 0,0003 gon, na vzdálenost maximálně 300 m je směrodatná odchylka určení převýšení stanoviště – měřený bod 1,4 mm. Vliv nesvislosti výtyčky lze zanedbat, i při odchylce od svislice o 1 gon je přesnost stále dostatečná, krabicová libela na výtyčce má přitom citlivost 3’ a při měření je pečlivě urovnávána. Výška výtyčky není v průběhu měření měněna a je použita jak při signalizaci podrobných bodů, tak při určení připojení. Přesnost připojení je dána přesností trigonometrického měření převýšení na vzdálenost 60 m, tj. 0,28 mm. Hranol pro připojení je během měření trvale umístěn na stativu, převýšení hranol – připojovací bod je na krátkou vzdálenost cca 10 m určeno s přesností 0,4 mm. Výslednou přesnost připojení lze popsat směrodatnou odchylkou 0,5 mm. Vliv prostředí na měření je vždy problematické postihnout. Měření jsou prováděna na podzim a na jaře v nočních hodinách po západu slunce, aby nedocházelo k oslunění a zároveň nebyl velký rozdíl teploty vzduchu a konstrukce. Před měřením je sledována teplota konstrukce a měření začne až v okamžiku, kdy se teplota konstrukce mění méně než 1 °C/h. V základní etapě byl také proveden experiment pro určení vlivu refrakce, který prokázal, že za daných podmínek neměla refrakce žádný vliv. Kladně v tomto směru působí otevřená krajina a stálé mírné proudění vzduchu (zřejmě vlivem vodního toku). Tento závěr však nelze považovat za obecný. Vzhledem k tomu, že tento vliv působí systematicky, pro jistotu zajištění dosažené přesnosti je do rozboru zaveden velikostí 1 mm (souhrnně vliv na připojení a podrobné měření). Souhrnem jednotlivých vlivů je úplná chyba popisující přesnost určení výšky sledovaného bodu o velikosti 1,8 mm, tj. je splněna požadovaná přesnost 2 mm. Během měření bylo provedeno testování, které určilo směrodatnou odchylku určení výšky bodu o velikosti 0,67 mm z kontrolně měřených bodů z různých stanovišť, tato směrodatná odchylka zahrnuje i přesnost připo-

4a 4b

5


❚

4/2012

❚

VĚDA A VÝZKUM


6 Obr. 4 Trimble S6 HP, výtyčka se všesměrným hranolem ❚ Fig. 4 Trimble S6 HP, geodetic tool for measurement Obr. 5 Způsob stabilizace bodů 1004 a 1005 ZVS ❚ Fig. 5 Stabilization of observed points 1004 and 1005 Obr. 6 Přehledná situace bodů ZVS ❚ Fig. 6 Overview of the points of ZVS

4/2012

❚

Tab. 1

Realizované etapy měření

❚

Tab. 1

Carried out measurement stages

Etapy měření Etapa

Datum a čas

0. 1. 2. 3. 4. 5.

29. 9. 2010 (21:00 až 4:00 hod 30. 9. 2010) 13. 5. 2011 (21:30 až 2:00 hod 14. 5. 2011) 27. 9. 2011 (23:00 až 2:00 hod 28. 9. 2011) 4. 11. 2011 (22:30 až 1:30 hod 5. 11. 2011) 12. 4. 2012 (23:00 až 2:00 hod 13. 4. 2012) 30. 5. 2012 (23:30 až 2:00 hod 31. 5. 2012)


Průměrná teplota atmosféry [°C] 9 11 15,4 8,5 6,7 12

Průměrná teplota mostovky [°C] 8,2 13 14,9 6,9 4,9 15,2

77

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH 7

Obr. 7 Podélný profil mostu – 0. etapa ❚ Fig. 7 Longitudinal profile of the bridge – Step 0 of measurement Obr. 8 Vývoj deformací bodů konstrukce vzhledem k 0. etapě – body 1 až 43 (vlevo) ❚ Fig. 8 Development of structure deformation due to Step 0 – points 1–43 (left) Obr. 9 Vývoj deformací bodů konstrukce vzhledem k 0. etapě – body 101 až 143 (vpravo) ❚ Fig. 9 Development of structure deformation due to Step 0 – points 101–143 (right) Obr. 10 Časový vývoj deformace středu hlavního pole ❚ Fig. 10 Time dependent development of midspan deflection Obr. 11 Účinky nerovnoměrných teplotních změn na průhyb konstrukce ❚ Fig. 11 Impact of temperature on bridge structure deflection

8

Literatura: [1] Pontex, s. r. o. – Projektová dokumentace RDS, 09/2006 [2] Vráblík L., Štroner M., Urban R.: Zaměření tvaru nosné konstrukce mostu přes Labe v Mělníku, časopis Beton TKS 4/2008 [3] Vráblík L., Štroner M., Urban R.: Measurement of bridge body across the river Labe in Melnik, Acta Montanistica Slovaca, 14/2009 [4] Štroner M., Hampacher M.: Zpracování a analýza měření v inženýrské geodézii, 1. Vydání Praha, CTU Publishing house, 2011

9

jení, ale body nebyly kontrolně měřeny v maximální vzdálenosti. Hodnota dále neobsahuje vliv refrakce, který je systematický. Hranice prokazatelného posunu mezi etapami je 5,1 mm (s pravděpodobností 95 %). Etapy měření Měření byla doposud provedena v ter78

mínech uvedených spolu s průměrnými teplotami v tab. 1. Měření vždy proběhlo s úspěšnými kontrolami potvrzujícími dosažení požadované přesnosti. Profil sledovaných bodů Po zaměření základní etapy (29. 9. 2010) byl vytvořen podélný profil (obr. 7) zachycující výškový průběh sle-

dovaných bodů v závislosti na staničení od prvního bodu profilu (č. 1 – vlevo ve směru Litoměřice nebo 101 – vpravo ve směru Litoměřice), počátek lokálního staničení pro měření deformací konstrukce je přibližně v ose uložení na severní straně mostu (směr Litoměřice) – krajní opěra O8. Vyhodnocení provedených měření V šesti měřeních byly určeny relativní výšky všech zkoumaných bodů od připojovacího vztažného geodetického bodu 1005. Dále jsou uvedena grafická znázornění vývoje posunů (deformací konstrukce) jednotlivých bodů vzhledem k základní 0. etapě (obr. 8 a 9). Z hlediska vývoje dlouhodobých průhybů (deformací) celé konstrukce je samozřejmě nejdůležitější časový vývoj průhybu středu hlavního pole. Z výsledků měření vyhodnocených na obr. 8 a 9 byl zjištěn časový vývoj průhybu středu hlavního pole (obr. 10). Zatím se jedná, vzhledem k celkové životnosti mostu a přepokládanému vývoji deformací, o velmi krátký časový


❚

4/2012

❚

VĚDA A VÝZKUM 10

11

interval měření. Možné je však již sledovat určitý trend, který bude následně porovnán s výsledky matematické predikce. Vzhledem ke krátkému intervalu, během kterého je zatím vývoj dlouhodobých průhybů mostu sledován, jsou jejich absolutní velikosti poměrně malé, srovnatelné s účinky teploty. Proto byla (jak je již uvedeno výše) při každém měření zjišťována i teplota atmosféry a nosné konstrukce. O tyto účinky budou veškeré výsledky následně opraveny. Pro ukázku je na obr. 11 ukázán průběh deformace (průhybová čára) konstrukce od nerovnoměrného oteplení, resp. ochlazení horního povrchu o 5 °C oproti dolnímu povrchu. Výpočetní analýza mostu Souběžně s měřeními je prováděna detailní výpočetní analýza, jejímž cílem je sladit výsledky měření a predikce. Cílem je postupná kalibrace použitých výpočetních metod a postupů vedoucí ke shodě predikovaných a měřených deformací. Takto pak budou získává4/2012

❚

ny stále zpřesňované časové předpovědi dlouhodobých deformací a chování konstrukce, pomocí kterých bude možné usuzovat o vývoji deformací a napjatosti konstrukce v budoucnosti. Popis jednotlivých analýz: • detailní časově závislá analýza respektující všechny fáze výstavby, změny uložení, vývoj zatížení a předpětí; • citlivostní analýza dotvarování a smršťování betonu společně s relaxací předpínací výztuže; • analýza vlivu diferenčního smršťování – vliv na deformace a napjatost konstrukce; • analýza vlivu vedení předpínacích kabelů na deformaci hlavního pole, včetně velikosti deformace hlavního pole od jednotlivých kabelů; • analýza účinků pohyblivého zatížení na mostní konstrukci; • analýza vlivu globálního 3D působení na napjatost konstrukce a na dlouhodobé ztráty předpětí; • porovnání účinku předpínacích kabelů v jednotlivých fázích působení.


SCIENCE AND RESEARCH Z ÁV Ě R

Je prováděno systematické měření deformací nosné konstrukce s použitím relativně velkého počtu sledovaných bodů. Použity jsou nejmodernější metody inženýrské geodézie, které zaručují co největší přesnost a spolehlivost měření a z nich získaných výsledků. Zatím se jedná o velmi krátký časový interval, v kterém je vývoj deformací zjišťován. Je tak zcela předčasné usuzovat o budoucím trendu vývoje průhybů konstrukce. Avšak i tyto výsledky jsou velmi důležité, neboť z nich získáme počáteční vývoj deformací a bude tak možné přesně kalibrovat souběžně prováděné výpočetní a citlivostní analýzy chování konstrukce. Tato systematická měření budou i nadále pokračovat ve stejné intenzitě a rozsahu. Společně s dalšími výsledky z budoucích měření získáme velmi rozsáhlý soubor, který může posloužit pro lepší pochopení komplexního působení těchto konstrukcí. Jedná se o další krok vedoucí k vytvoření zcela obecné metodiky predikce dlouhodobého chování předpjatých betonových konstrukcí velkých rozpětí, která bude sloužit pro jejich bezpečný a spolehlivý návrh ve shodě s chováním reálných konstrukcí.

Výsledky byly získány v rámci řešení projektu TA 01031920 – „Rozvoj progresivních metod projektování a technologií výstavby mostních objektů dopravní infrastruktury“ podporovaného Technologickou agenturou ČR. Ing. Zdeněk Matouš e-mail: [email protected] Doc. Ing. Lukáš Vráblík, Ph.D. e-mail: [email protected] oba: Katedra betonových a zděných konstrukcí tel.: 224 354 627

Doc. Ing. Martin Štroner, Ph.D. e-mail: [email protected] Ing. Rudolf Urban, Ph.D. e-mail: [email protected] oba: Katedra speciální geodézie tel.: 224 354 782 všichni: Fakulta stavební ČVUT v Praze Thákurova 7, 166 29 Praha 6

79

VĚDA A VÝZKUM

❚


LÁVKY PRO PĚŠÍ TVOŘENÉ PŮDORYSNĚ ZAKŘIVENÝM PŘEDPJATÝM PÁSEM A PLOCHÝM OBLOUKEM ❚ PEDESTRIAN BRIDGES FORMED BY THE CURVED STRESS RIBBON AND FLAT ARCH Michal Jurík, Petr Kocourek, Jiří Stráský Půdorysně zakřivený předpjatý pás a plochý oblouk je popsán z hlediska architektonického a konstrukčního řešení, statického a dynamického chování. Studované konstrukce jsou tvořeny betonovým pásem, který je ztužen ocelovou trubkou na jejím vnitřním okraji. Vnější kabely, které jsou vedeny v trubce zábradlí, vyrovnávají účinky kroucení od vlastní tíhy. Funkce těchto konstrukcí byla ověřena na statickém modelu v měřítku 1:6. ❚ Curved stress ribbon and flat arch pedestrian bridges are described in terms of the architectural and structural solution, static and dynamic behaviour. The studied structures are formed by curved concrete bands that are stiffened by steel pipes on their inner edges. The

1

external cables that are situated in the handrail pipe, balance the dead load torsional moment. The function of these structures was verified on a static model built in the scale 1:6.

V nedávné době bylo postaveno několik pozoruhodných půdorysně zakřivených lávek pro pěší, které jsou na vnitřním okraji zavěšeny na visutých, anebo závěsných kabelech. Půdorysně zakřivené konstrukce tvořené předpjatým pásem, anebo plochým obloukem však dosud nebyly realizovány. I když je zřejmé, že tyto konstrukce jsou vhodné jen ve speciálních případech, autoři jsou přesvědčeni, že je potřeba tyto konstrukce studovat a analyzovat. Jejich návrh totiž vychází z pochopení prostorového působení předpětí, jehož ověření umožní návrh řady dalších konstrukcí. P Ů S O B E N Í P Ů D O RY S N Ě Z A K Ř I V E N É H O P Ř E D P J AT É H O PÁ S U

U půdorysně zakřivených visutých konstrukcí je nutno navrhnout zavěšení, popřípadě zavěšení a vedení předpínacích kabelů tak, aby průřez nebyl od zatížení stálého kroucen. Jedna z možností je doplnit průřez zalomenými tuhými prvky a zakotvit závěsy v jejich horní části. Geometrie kabelů se pak navrhuje tak, aby závěsy směřovaly do středu kroucení průřezu. Tento přístup byl zvolen při návrhu konstrukce z předpjatého pásu (obr. 2). Konstrukci pásu tvoří zakřivená beto80

nová deska doplněná o zalomené ocelové rámy podpírající desku (obr. 2a). Úhel β je dán vzepětím půdorysného oblouku v závislosti na jeho rozpětí. Horní části rámů jsou spojeny trubkou, v které je veden vnější předpínací kabel zatěžující konstrukci radiálními silami (obr. 2c). Svislá složka radiálních sil vyrovnává zatížení stálé (obr. 2d), horizontální složka vyrovnává kroutící moment a zatěžuje konstrukci vodorovnými radiálními silami (obr. 2e). Protože pás je vetknut do opěr, vyvolává tato složka v předpjatém pásu centrický tlak. Podrobnější popis půdorysně zakřivených konstrukcí lze nalézt v [1]. Při řešení studijních konstrukcí, jejichž řešení vyšlo z popsaného přístupu, jsme zjistili, že jsme schopni v kombinaci s dalším předpětím vedeným v předpjatém pásu navrhnout konstrukci, která je od zatížení stálého jen tlačena a je schopná přenést návrhové nahodilé zatížení. Vedení kabelů však bylo velmi komplikované, a proto jsme se rozhodli doplnit konstrukci o torzně tuhý prvek. Výsledné řešení je zřejmé z obr. 3 a 4. Nosnou konstrukci tvoří ocelový komorový nosník výšky 700 mm pětiúhelníkového průřezu, který je rámově spojen se sloupky zábradlí a příčníky podporujícími betonovou mostovku. V madle zábradlí jsou vedeny vnější předpínací kabely zakotvené v koncové zídce spojené s kotevními bloky. Bloky jsou

2a

2b

2c

2d

2e


❚

4/2012

VĚDA A VÝZKUM

❚


Obr. 1 Předpjatý pás a plochý oblouk Fig. 1 Stress ribbon and flat arch

❚

Obr. 2 Konstrukce z předpjatého pásu ❚ Fig. 2 Stress ribbon structure Obr. 3

Předpjatý pás

❚

Fig. 3

Stress ribbon

Obr. 4 Předpjatý pás – příčný řez ❚ Fig. 4 Stress ribbon – cross section Obr. 5 pás, b) oblouk ribbon,

Studované konstrukce: a) předpjatý plochý oblouk, c) předpjatý pás a plochý ❚ Fig. 5 Studied structures: a) stress b) flat arch, c) stress ribbon and flat arch

3

4

5a

5b

5c

založeny na mikropilotách přenášejících zatížení do podloží. Je zřejmé, že podobně lze navrhnout konstrukci tvořenou zakřiveným plochým obloukem. Svislá složka radiální složky síly kabelu však přitěžuje oblouk. Z důvodu malého vzepětí oblouku je svislá složka několikanásobně menší než vodorovná, a lze tedy plochý oblouk použít. P Ř E D P J AT Ý PÁ S A P L O C H Ý OBLOUK

Přímý předpjatý pás (obr. 5a) je obvykle navržen v maximálním podélném sklonu 8 %. Konstrukce je namáhána velkou tahovou silou, kterou je nutno přenést do podloží. Tahová síla způso4/2012

❚

buje, že ohybová namáhání pásu jsou velmi malá. Vodorovnou deformací podpěr se sice zhorší provozní a estetické kvality díla, vodorovná síla se však zmenší. Navrhneme-li podobným způsobem přímý plochý oblouk (obr. 5b), je namáhání konstrukce zdánlivě podobné. Konstrukce je namáhána velkou tlakovou silou, kterou je nutno přenést do podpěr. Tlaková síla však způsobuje, že ohybové namáhání oblouku se podstatně zvětšuje. Proto je nutné oblouk ohybově ztužit. Spojíme-li přímý předpjatý pás s přímým obloukem, získáme úspornou konstrukci namáhající základy jen svislými silami. Ale i v tomto případě musí-


me oblouk ohybově ztužit, popřípadě spojit oblouk s pásem svislými, anebo diagonálními vzpěrami. Poněkud jiná je situace u půdorysně zakřivené konstrukce. Protože jak předpjatý pás, tak i plochý oblouk je nutno torzně ztužit, lze tuto tuhost také využít pro přenesení ohybu. Takto lze navrhnout samostatné půdorysně zakřivené konstrukce z předpjatého pásu, anebo plochého oblouku, popřípadě tyto konstrukce vzájemně spojit ve společných kotevních blocích (obr. 1). Takto navržené konstrukce jsme podrobně analyzovali. Jak předpjatý pás, tak i plochý oblouk jsou navrženy v půdorysném oblouku, který v ose chodníku šířky 3 m má poloměr 30,312 m. 81

❚

VĚDA A VÝZKUM


6a Obr. 6 Vizualizace modelu ❚ representation of the model

Fig. 6

Visual

6b

7a

Obr. 7 Model: a) příčný řez, b) půdorys, c) podélný řez ❚ Fig. 7 Model: a) cross section, b) plan, c) longitudinal section ❚

Obr. 8 Osazení ocelových trubek Fig. 8 Erection of the steel pipes Obr. 9 Betonáž opěr of the abutments

❚

Fig. 9

Casting

Obr. 10 Předpínání lan v zábradlí ❚ Fig. 10 Tensioning of radial cables

7b

Obr. 11 Bednění mostovek ❚ Fig. 11 Formwork of the deck slabs Obr. 12 Betonáž mostovek ❚ Fig. 12 Casting of the deck slabs Obr. 13 Dokončená konstrukce Fig. 13 Completed structure

❚

Obr. 14 Užitné zatížení na obou konstrukcích ❚ Fig. 14 Live load on both structures Obr. 15 load

Mezní zatížení

❚

Fig. 15

Ultimate

7c

Rozpětí obou spojených konstrukcí je 45 m. Konstrukce byla podrobně analyzována programovým systémem ANSYS. Byl proveden geometricky nelineární výpočet, výpočet vlastních tvarů a ve smyslu postupu popsaného v [2] ověření konstrukce na dynamické zatížení. První vlastní frekvence předpjatého pásu má velikost f1 = 1,386 Hz, u plochého oblouku je f1 = 1,437 Hz. Protože u předpjatého pásu je maximální vypočítané zrychlení amax = 0,578 m/s2 blízko limitnímu zrychlení alim = 0,589 m/s2, 82

předpokládáme použití tlumičů vibrací. MODEL KONSTRUKCE V MĚŘÍTKU 1: 6

Studovaná konstrukce byla ověřena nejen analyticky, ale také na fyzikálním modelu konstrukce postaveném v měřítku 1:6 (rozpětí 7,5 m) (obr. 6 až 13). Model byl tvořen předpjatým pásem a plochým obloukem vetknutým do společných kotevních bloků. Kotevní bloky byly uloženy na betonových blocích uložených na podlaze zkušebny. Bloky byly vzájemně spojeny ocelovou vzpěrou HEB 200 a předpínací ty-

čí. Při výrobě modelu byl, s ohledem na snadnou výrobu, nahrazen komorový nosník pětiúhelníkového průřezu kruhovým průřezem. Předpjatý pás i oblouk byly potom ztuženy ocelovou trubkou Ø168/8 mm, do které byly vevařeny ocelové profily tvaru písmene L. Vodorovná část profilů podporovala betonovou mostovku, svislá část modelující sloupky zábradlí byla spojena trubkou, v které byl veden monostrand. Monostrandy byly kotveny v kotevních blocích. S ohledem na modelovou podobnost bylo na trubku a L profily zavěšeno balastní zatížení v podobě betonových


❚

4/2012

VĚDA A VÝZKUM

4/2012

❚

8

9

10

11

12

13

14

15


❚


83

VĚDA A VÝZKUM

❚


bloků a ocelových závaží. Jejich hmotnost byla určena tak, aby napětí v modelu a skutečné konstrukci měla stejnou velikost.

HEB 200 a předpínací tyčí. Již navázaná výztuž opěr byla umístěna do požadované polohy na základové bloky překryté pryžovou gumou a došlo k dovázání zbylé výztuže přímo na místě. Poté následovala montáž ocelových trubek na rektifikovatelné dočasné podpěry pomocí jeřábu. Po rektifikaci a kontrole geometrie (obr. 8) byly čelní desky ocelových trubek provázány s výztuží opěr pomocí závitových tyčí. Výztuž opěr byla dále doplněna o průchodky pro monostrand a následně byly protaženy lana zábradelní trubkou a průchodkami. Po finálním ustavení veškerých kom-

P O S T U P V Ý S TAV B Y M O D E L U

V předstihu před zahájením prací ve zkušebně byla zahájena výroba ocelových trubek včetně zábradlí a konzol specializovanou zámečnickou firmou. Dopředu byla také objednána výztuž opěry, včetně jejího částečného navázaní. Po přesném zaměření ve zkušební hale byly osazeny základové bloky do maltového lože a spojeny vzpěrou

ponentů došlu k výrobě bednění opěr a jejich betonáži (obr. 9). Po šesti dnech byly opěry odbedněny a odstraněny dočasné podpěry. Za další tři dny bylo provedeno zavěšení balastního zatížení. Po osazení veškerého balastního zatížení byla předepnuta lana v zábradlí (obr. 10). Napínání probíhalo z jedné strany, předpětí bylo vnášeno postupně v pěti krocích. Velikost kotevní síly byla určena na základě požadavku rovinnosti příčného řezu lávky po vybetonování mostovky, se zohledněním ztrát předpětí. Po napnutí lana v zábradlí byla zapoObr. 16 Časový průběh svislých deformací plochého oblouku při mezní zatěžovací zkoušce ❚ Fig. 16 The time course of the vertical deformation of the flat arch at the marginal load test

16

Časový průběh svislých deformací při mezní zatěžovací zkoušce 0,0 Vnější hrana konzoly

-5,0

Ocelová trubka

Svislá deformace uz [mm]

-10,0 -15,0

4 kN.m -2 ZS 7

-20,0 -25,0

Obr. 17 Předpjatý pás – deformace trubky v polovině rozpětí ❚ Fig. 17 Stress ribbon – deformation of the steel pipe in the mid-span

5.2 kN.m-2 1. řada

Obr. 18 Plochý oblouk – deformace trubky v polovině rozpětí ❚ Fig. 18 Flat arch – deformation of the steel pipe in the mid-span

6.4 kN.m -2

-30,0

2. řada -35,0 7.6 kN.m -2

-40,0

3. řada

Obr. 19 Předpjatý pás – napětí v dolních vláknech trubky (ve vetknutí) ❚ Fig. 19 Stress ribbon – stresses at bottom fibres of the steel pipe (end fixing)

-2

8.8 kN.m 4. řada

-45,0

10 kN.m -2 5. řada

Obr. 20 Plochý oblouk – napětí v dolních vláknech trubky (ve vetknutí) ❚ Fig. 20 Flat arch – stresses at bottom fibres of the steel pipe (end fixing)

6:28

6:14

6:00

5:45

5:31

5:16

5:02

4:48

4:33

4:19

4:04

3:50

3:36

3:21

3:07

2:52

2:38

2:24

2:09

1:55

1:40

1:26

1:12

0:57

0:43

0:28

0:14

0:00

-50,0

Čas zatěžování [h]

P edpjat pás - deformace

-40

V po et M ení

-35

-33,6

-30

svislá deformace uz [mm]

svislá deformace uz [mm]

-40

-26,4

-25 -20 -15 -10

-9,9 -5,3 -5,1

-10,1

-9,9 -9,4

-5,4 -5,1

-5

-34,4 -27,5

-30 -25 -20 -15 -10

-4,7 -5,1

-5

-9,4 -4,7 -5,1

-10,1

-9,4 -9,7

0

0 ZS1

ZS3

ZS5

ZS7

ZS8

17

18

P edpjat pás - nap tí na trubce

-250 V po et -225 M ení -195,4 -200 -173,3 -175 -150 -125 -100 -73,3 -69,7 -73,3 -70,3 -75 -50,3 -46,6 -50 -27,2 -25,4 -25 0 19 20 ZS1 ZS3 ZS5 ZS7 ZS8

nap tí [MPa]

nap tí [MPa]

-35

Ploch oblouk - deformace V po et M ení

84

ZS2

ZS4

ZS6

ZS7

ZS8

Ploch oblouk - nap tí na trubce

-250 V po et -225 -209,0 M ení -200 -174, -175 -150 -125 -100 -71,7 -68,3 -71,7 -66,3 -75 -48,1 -43,7 -50 -23,5 -24,6 -25 0 ZS2 ZS4 ZS6 ZS7 ZS8


❚

4/2012

VĚDA A VÝZKUM

čata montáž bednění mostovky (obr. 11) a jejího vyztužení pomocí pletiva. Z důvodu menší spotřeby betonu byl pod mostovku na základovém bloku vložen tvrzený polystyren tloušťky 100 mm. Aby byla zajištěna funkčnost vetknutí, mostovka byla s opěrou provázána betonářskou výztuží. Po dokončení montáže bednění a vyztužení mostovek došlo k jejich betonáži (obr. 12), přičemž byl kladen důraz na správnou konzistenci betonu. Mostovky byly po celou dobu ošetřování (sedm dnů) překryty mokrými látkami, které byly průběžně vlhčeny. Mostovky včetně textilií byly dále překryty igelitem. Následně došlo k jejich odbednění a ošetřování bylo ukončeno (obr. 13). Z AT Í Ž E N Í A V Y H O D N O C E N Í MODELU

Působení nahodilého zatížení bylo vystiženo zatížením konstrukce další zátěží umístěnou na mostovku. Na každé lávce zvlášť byly testovány tři zatěžovací stavy odpovídající provoznímu zatížení chodci na mostovce (zatížení o intenzitě 4 kN/m2) v různém rozložení zatížení po mostovce (na levé polovině ZS1-ZS2, na pravé polovině ZS3-ZS4 a po celé délce ZS5-ZS6). Abychom byli schopni určit, jaký vliv může mít na výsledky případné pootočení opěry, bylo zatížení po celé délce mostovky aplikováno i na obě lávky současně (ZS7 – obr. 14). Na závěr byla zkoušena mezní únosnost lávek při rovnoměrném spojitém zatížení po celé délce mostovek postupným zvyšováním zatížení, a to až do vyčerpání zatěžovacích prostředků, což odpovídalo zatížení cca 10 kN/m2 mostovky (ZS8 – obr. 15). Zkušební zatížení bylo aplikováno ve formě betonových kvádrů, které byly postupně pokládány jeřábem na mostovku. V případě mezního zatížení byla dále použita betonová závaží tvaru válců. Při zkoušce mezní únosnosti bylo použito veškeré zatížení, které bylo pro tuto zkoušku připraveno. Konstrukce bez větších potíží odolala 2,5násobku normového užitného zatížení pro lávky (10 kN/m2). Mezní únosnost konstrukce nebyla dosažena. Záznam průběhu svislých deformací uprostřed rozpětí při mezní zkoušce je na obr. 16. Téměř vodorovný průběh křivek představuje fázi mezi jednotlivými zatěžováními, šikmý průběh potom znázorňuje fázi zatěžování modelu. Osazování betonových kvádrů 4/2012

❚

❚

na mostovku bylo prováděno střídavě na plochém oblouku a předpjatém pásu ve dvou fázích. Následovalo postupné přitěžování obou konstrukcí pomocí betonových válečků umístěných vždy v jedné řadě, která odpovídá rovnoměrnému zatížení 1,2 kN/m2. Jak je patrné z obr. 17 až 20, byla dosažena velmi dobrá shoda mezi vypočtenými a naměřenými hodnotami. Výraznější rozdíly mezi výpočtovým a zmenšeným modelem nastávají až při mezním zatížení. Tyto rozdíly lze připisovat zejména překročení meze kluzu u ocelové trubky, čímž došlo k nárůstu přetvoření za současného poklesu napětí, tzv. zplastizování ocelové trubky. Tento jev nebylo možné postihnout provedeným fyzikálně lineárním výpočtem.

SCIENCE AND RESEARCH DOPLNĚNÍ AUTORA ČLÁNKU V 6. čísle časopisu Beton TKS v roce 2011 byl publikován članek s názvem „Ošetrovanie čerstvého betónu – 5. návrh receptúry čerstvého betónu s vnútornym ošetrovanim“. Jistým komunikačním nedopatřením s autory byl u článku uveden jako autor pouze pan Ing. Peter Briatka. Neuvedeným, opomenutým, spoluautorem článku byl pan Doc. Ing. Peter Makýš, PhD, ze Stavební fakulty STU v Bratislavě. Autorům i čtenářům se za chybně uvedené autorství článku omlouváme. redakce

N O V Ý N E J D E L Š Í Z AV Ě Š E N Ý MOST NA SVĚTĚ

Z ÁV Ě R

Studované konstrukce jsou schopny odolávat všem normovým statickým i dynamickým účinkům zatížení. Experimentem se podařilo ověřit jak reálnou proveditelnost navrženého postupu výstavby mostu, tak jeho přijatelnou odezvu na statické zatížení. Literatura: [1] Stráský J.: Stress ribbon and cable supported pedestrian bridges, Thomas Telford Publishing, London 2005, ISBN: 0 7277 3282 X [2] Stráský J., Nečas R., Koláček J.: Dynamická odezva betonových lávek. Beton TKS 4/2009, ISSN: 1213-3116

Modelové zkoušky jsou prováděny za podpory

Začátkem letošního července vydaly zpravodajské agentury zprávu, že v ruském Vladivostoku byl za účasti premiéra Dmitrije Medveděva slavnostně otevřen nový nejdelší zavěšený most na světě (viz recenze knihy na str. 95). Do otevření pro veřejnost, které má být 1. srpna, je most ve zkušebním provozu. Cesta přes most značně zkrátí čas dopravy z místního letiště do centra města i usnadní život obyvatelům Ruského ostrova. Nezanedbatelným důvodem stavby je i oslnění mezinárodních delegací, které se v září 2012 sjedou na ostrov na summit Asijsko-pacifického hospodářského společenství. Most na Ruský ostrov, který stál 33,9 mld. rublů (21 mld. Kč), svou délkou 1104 m překonal čínský most Sutchung z roku 2008 (1088 m). Výškou pilířů 320,9 m se zároveň stane druhým nejvyšším mostem podle výšky mostní konstrukce za jihofrancouzským viaduktem Millau (343 m).

projektu Ministerstva průmyslu a obchodu

(zdroj ČTK, idnes.cz a novinky.cz 2.7.2012, deník Metro 3.7.2012)

„Impuls“ FI – IM5/128 Progresivní konstrukce

fotografie: Vadim Skorobogat’ko/SK MOST

z vysokohodnotného betonu a za podpory projektu 1M6840770001 MŠMT, v rámci činnosti výzkumného centra CIDEAS.

Ing. Michal Jurík e-mail: [email protected] tel: 541 147 872 Ing. Petr Kocourek e-mail: [email protected] tel: 541 147 872 Prof. Ing. Jiří Stráský, DSc. e-mail: [email protected] tel: 541 147 845 všichni: Ústav betonových a zděných konstrukcí Fakulta stavební VUT v Brně

MOJŽÍŠŮV MOST Holandský svaz architektů udělil titul „Stavba roku 2011“ nezvyklému projektu mostu zakopanému do vodního příkopu. Most spojuje pevnost Fort de Roovere, součást západobrabantské vodní obranné linie založené počátkem 17. století, s okolím. Architekti z holandského studia Ro&ad Architecten vymysleli pro pěší přístupovou cestu do pevnosti, budovanou v rámci obnovy celé památky, most zapuštěný pod úroveň vodní hladiny. Pro návrh mostu připomínající jen úzkou rýhu v krajině byl údajně inspirací biblický příběh Mojžíše, který převedl svůj lid při útěku z Egypta přes vody suchou nohou. (zdroj Designmag.cz, archiveb.cz)

Veveří 95, 602 00 Brno


85

VĚDA A VÝZKUM

❚


AKTUALIZACE PREDIKCE ZÁKLADNÍHO DOTVAROVÁNÍ BETONU NA ZÁKLADĚ MĚŘENÝCH DAT ❚ UPDATING OF CONCRETE BASIC CREEP PREDICTION BASED ON SHORT–TIME DATA Svatopluk Dobruský V článku je popsán princip aktualizace predikčních modelů dotvarování na základě měřených dat. Užívaná metoda lineární regrese byla rozšířena o váhové funkce, které pomohly zlepšit predikční schopnosti modelů. Článek dále popisuje minimální a optimální dobu průběžného měření viskoelastických vlastností betonu. ❚ This article describes principles

konstrukcí u nás i ve světě. Modely v sobě zahrnují vlivy dotvarování i smršťování a mají přibližně shodné vstupní parametry, a tedy je možné vyhodnotit vzorek dle různých modelů bez nutnosti měření dalších dat. V modelech fib, ACI 209 a GL2000 vystupuje parametr Ec, který představuje elastický modul pružnosti měřený ve stáří 28 d. Další parametry jsou stručně popsány u jednotlivých modelů.

of updating creep prediction from short-time measurements. The basic method of linear regression was modified by weight functions which helped to improve the predictive capacities. The article also describes minimal and optimal time of continuous measurements of viscoelasticity characteristics.

Dotvarování betonu se řadí mezi dlouhodobé deformace vyvolané napětím a je způsobeno viskoelastickými vlastnostmi betonu. Tato dlouhodobá deformace může velmi negativně ovlivnit odezvu konstrukce na zatížení, u níž pak způsobuje nárůst deformací a redistribuci vnitřních sil. Tyto vlivy se do výpočtu zavádějí pomocí predikčního modelu resp. součinitele dotvarování. Predikční modely pracují s funkcí poddajnosti, která představuje deformaci vyvolanou jednotkovým napětím. Vztah mezi funkcí poddajnosti a součinitelem dotvarování, který je při návrhu běžně užíván, je:

O (t, t e ) " J(t, t e )E ( t e ) 1 ,

(1)

kde φ(t,t‘) představuje součinitel dotvarování, J(t,t‘) funkci poddajnosti, E(t’) modul pružnosti v čase zatížení, t sledovaný okamžik a t‘ čas vnesení zatížení. Jednotlivé predikční modely aproximují budoucí vývoj dotvarování na základě mnoha vstupních údajů (složení betonové směsi, způsobu ošetřování, vlivu okolního prostředí ad.). Avšak přesnost jednotlivých predikcí se může výrazně lišit od skutečného chování. V grafu na obr. 1 je znázorněn průběh dotvarování podle predikčního modelu B3 (Water Tower Place Concrete, Russel & Burg, 1996), který se výrazně liší od skutečných (měřených) hodnot. Vylepšení přesnosti (pro libovolný predikční model) může být dosaženo aktualizací průběhu dotvarování na základě měřených dat. Tento postup je dokonce vyžadován u významných staveb, kde by vliv dotvarování mohl omezit možnost užívání či dokonce způsobit ohrožení bezpečnosti. Článek ukazuje možnost, jak efektivně zahrnout data získaná z měření na vzorcích k aktualizaci predikce dotvarování. Dále je článek zaměřen na ideální dobu měření vzorků, po kterou se významně projevuje vliv aktualizace predikčního modelu na celkové přesnosti (po určité době není již další aktualizace třeba z důvodu dostatečné přesnosti nového aktualizovaného modelu). P R E D I K Č N Í M O D E LY

Práce se zabývá čtyřmi modely popisujícími predikci dotvarování: • Model B3 • fib Model 2010 • ACI 209 Model • GL2000 Model Tyto modely dotvarování jsou nejčastěji užívány při návrhu 86

Model B3 Predikční model navržený profesorem Bažantem v roce 2000. Jedná se pravděpodobně o nejsofistikovanější model popisující viskoelastické vlastnosti betonu zahrnující vlivy dotvarování a smršťování a jejich kombinaci. Funkce poddajnosti má tvar: J(t, t e ) " q1 q2 Q(t, t e ) q3 ln[1 (t t e )

0,1

] (2)

©t¹ q 4 ln ª º Jd (t, t e ) , « te »

kde parametr q1 představuje inverzní asymptotický elastický modul pružnosti, členy obsahující konstanty q2, q3, a q4 popisují viskoelastické vlastnosti betonu, kde hodnoty konstant mohou být určeny z empirických vzorců. Funkce Q nemá přesnou formu a její hodnotu lze určit z její integrální podoby či z přibližného vzorce. Funkce Jd představuje vlivy týkající se vysychání, avšak v této práci zaměřené na základní dotvarování betonu je možné tento parametr vynechat. fib Model 2010 Model byl přijat v roce 2011 mezinárodní federací pro konstrukční beton fib. Model vychází z jeho předchůdce CEB Modelu, který se stal základem pro model užitý v EC2, a tedy je možné usuzovat, že při další aktualizaci EC2 bude tento model užit jako předloha. Funkce poddajnosti má tvar: 1 J(t, t e ) " e Ec

s© 28 ¹ ª1 º 2« te »

O RH G f Ec

1 0,1 t e

0,2

(3)

© ¹ 0,3 t te ª º , ª G G t te º « H T »

kde parametr s závisí na třídě cementu a parametry βf, βH, βT a φRH vyjadřují vlivy závislé na vlhkosti a teplotě okolního prostředí, střední tlakové pevnosti betonu a rozměrech betonového prvku. ACI 209 Model ACI 209 Model je metodika uváděná v normách v USA (American Concrete Istitute). Model byl prvně představen v roce 1971 a jeho poslední formulace byla uveřejněna v roce 1992 pod označení 209R-92. Funkce poddajnosti má tvar: J(t, t e ) "

1 Ec

b

a te

(4)

0,6 ¬ ¼ 1 2, 35 L (t t e ) ½ , m 0,6 ( t e ) 10 (t t e ) ¾ ®


❚

4/2012

VĚDA A VÝZKUM

❚


to byly z obsáhlé databáze vybrány ty testy, které se týkaly základního dotvarování oproštěného od vlivu smršťování. Dalším výběrovým kritériem byla úroveň napětí, při které docházelo k dotvarování, kde byl limit stanoven na 45 % předpokládané tlakové pevnosti betonového vzorku tak, aby bylo zajištěno lineární dotvarování. Další uvedené výběrové předpoklady měly spíše formální charakter • střední pevnost v tlaku po 28 d menší než 82 MPa, • průměrná teplota okolního prostředí byla mezi 5 až 50 °C. Je nutné zmínit, že z takto vybraných vzorků bylo nutné vybrat ty, které představovaly dlouhodobý charakter, a tedy trvání experimentu bylo větší než 1 000 d. Z takto nastavených předpokladů bylo nakonec vybráno čtyřicet vzorků z dvanácti různých laboratoří, na kterých byla celá práce zpracována. 1 Obr. 1 Aktualizované funkce poddajnosti pomocí klasické metody pro model B3 po 14 a 143 d, doplněné o neaktualizovanou funkci poddajnosti a skutečné (měřené) hodnoty poddajnosti ❚ Fig. 1 Updated functions of compliance using the classic method for models B3 after 14 a 143 d, supplemented by non-updated function of compliance and the actual (measured) level of compliance

kde parametry a, b a m závisí na typu cementu a způsobu ošetřování. Parametr γ se získá součinem šesti různých parametrů závisejících na typu ošetřování, vlhkosti okolního prostředí, V-S poměru, sednutí kužele, frakci kameniva a objemu vzduchu. GL Model GL2000 Model (Gardner a Lockman) byl představen v roce 2001. Tento model vychází z modelu Atlanta97 (Gardner a Zhao). GL2000 Model je v amerických normách uváděn jako ekvivalentní možnost k ACI Modelu. Funkce poddajnosti má tvar: 1 J(t, t e ) " © ¹ s 28 ª1 º 2« te »

3, 5 (Ec 3, 5) e

O Ec

ch

¬ 2(t t e )0,3 ® (t t e )0,3 14

7(t t e ) t e(t t e 7)

(5)

¼ ½ , 2 t t e 0,12(V / S) ½¾ t te

kde parametr s závisí na třídě cementu, ch na vlhkosti okolního prostředí a parametr φ na době zatížení a ošetřování betonového prvku. V S T U P N Í D ATA

Práce byla zpracována na měřených datech, která jsou uvedena v databázi [3]. Tato rozsáhlá databáze obsahuje přes 1 100 vzorků z celého světa popisujících dotvarování a smršťování betonu při rozdílných okrajových podmínkách z různých betonových směsí. Vzorky v databázi obsahují údaje o složení betonové směsi, charakteristikách okolního prostředí, stáří v době zatížení a měřené hodnoty poddajnosti v časových intervalech tak, jak byly při konkrétním experimentu měřeny. Z této databáze byly vybrány testované vzorky dle níže zmíněných výběrových kritérií, které byly dále zpracovány. Práce je zaměřena na aktualizaci predikčních modelů vzhledem k základnímu dotvarování betonu, a pro4/2012

❚

ZÁKLADNÍ PRINCIP AKTUALIZACE MODELŮ A J E H O M O D I F I K O VA N Á P O D O B A

Pro aktualizaci modelu B3 je v literatuře [1 a 2] navrhován princip lineární regrese, tedy metoda nejmenších čtverců. Tuto metodu uváděnou ve zmíněných publikacích lze mírně modifikovat do podoby (6) tak, aby byla vhodně použitelná na všechny predikční modely. Predikční modely se transformují do lineární podoby a poté princip jejich opravy závisí na koeficientech p1 a p2 (posun ve svislém směru a úprava původní funkce): (6)

Ju (t, t e ) " p1 p2 Jo (t, t e ) ,

kde Jo(t, t´) představuje původní (libovolnou) predikci dotvarování, p1 a p2 jsou koeficienty opravy a Ju(t, t´) je nová aktualizovaná predikce dotvarování. Nalezení koeficientů p1 a p2 vychází z metody nejmenších čtverců, kde se minimalizuje rozdíl mezi měřenými daty a daty získanými z predikčního modelu (7). Z minimalizace funkce (7) lze již snadno získat koeficienty p1 a p2, m 2

f ( p1, p2 ) " ¨ [ p1 p2 Jo (t i , t e ) Je (t i )] ,

(7)

i "1

kde Je(ti) představuje měřená data v čase ti a m počet měření zahrnutých do aktualizace. Tento princip byl užit na aktualizaci dat výše zmíněného vzorku (Russel & Burg, 1996), kde je průběh aktualizace zobrazen v grafu na obr. 1. Je zajímavé si povšimnout, že aktualizovaná predikce dotvarování založená na prvních sedmi měřeních (po 14 d) je horší než slepá predikce bez vlivu měření. (Za slepou predikci je považována klasická funkce poddajnosti dle jednotlivých modelů bez vlivu aktualizace.) Tento jev se objevil u řady měření a je způsoben zejména tím, že data naměřená krátce po vnesení zatížení, mohou rozladit predikční schopnosti modelu do budoucna. Tento jev velmi často vedl k tomu, že v případě sady měření na jedné betonové směsi byla přesnější ta predikce, která neuvažovala raná data měření, než ta, která uvažovala všechna měření (podrobněji popsáno níže). Dále je zřejmé, že z hlediska budoucí predikce má pro nás významnější vliv měření uskutečněné v nedávné době, než měření starší, která se de facto snaží aktualizovat funkci tak, aby se shodovala s průběhem v minulosti, což může v jistých případech negativně ovlivnit budoucí predikci. Na základě těchto poznatků byla vytvořena modifikovaná verze lineární regrese (8), která jednotlivým měřením dává určitou váhu. Jako efektivní váhový ukazatel se ve všech případech (čtyřicet vzorků) ukázal čas od doby vnesení zatížení do doby měření vzorku (tedy doba trvání zatížení). Takto zvolená váha zajistila, že starším vzorkům (s malým ča-


87

❚

VĚDA A VÝZKUM


2

3

sovým intervalem) byla v každé další aktualizaci přisouzena menší váha, a tím se výrazně eliminoval vliv raných měření. Formulace zahrnující vliv váhy modifikuje formulaci (7) na formulaci (8), z které jsou vypočteny koeficienty p1 a p2, shodně jako pro původní formulaci. m 2

f ( p1, p2 ) " ¨ (t i t e )[ p1 p2 Jo (t i , t e ) Je (t i )] ,

Přesnost aktualizované predikce Pro porovnání slepé a aktualizované predikce slouží absolutní reziduální chyba (11), která představuje průměrnou chybu od času posledního měření (aktualizace) do konce vyhodnocovaného času a je udávána ve stejných jednotkách jako poddajnost:

(8)

n

i "1

kde (ti – t´) představuje dobu trvání zatížení (váhový faktor). Po provedení parciálních derivací a nalezení minima funkce (8) je možné vyčíslit jednotlivé koeficienty (9) a (10). Pro zjednodušený zápis: wi " (t i t e ); w " ¨

p2 "

w¨

m i "1

o

m i "1

e

( Ji Ji w i ) ¨

w¨

m i "1

2

o

m

e

o

i "1

( Ji wi )

m

p1

o

w i ; J i " Jo (t i , t e ); J i " Je (t i ) , ( Ji wi ) ¨

¨

m i "1

o

m

e

i "1

( Ji wi )

( Ji w i ) 2

,

(9)

m

¨ i "1 ( J ie wi ) p ¨ i "1 ( J io wi ) " w

2

w

,

(10)

Takto modifikovaná metoda lineární regrese představuje výrazné zlepšení budoucí predikce. Rozdíl mezi původní a modifikovanou metodou lze vyčíst z grafů na obr. 1 a 2, kde je znázorněn průběh dotvarování pro stejný vzorek, dle původní a modifikované aktualizace (Russel & Burg, 1996). Graf na obr. 1 představuje původní metodu aktualizace, kde aktualizace po 143 d představuje nadhodnocení poddajnosti po 18,5 letech o 14,7 %, což je zhruba stejná absolutní hodnota jako u slepé predikce, která však poddajnost podhodnocuje. Lze však říct, že 143 d je nejnižší možný čas, kdy aktualizovaná predikce je lepší než původní „slepá“ predikce. V případě užití modifikované metody je na grafu na obr. 2 patrné výrazné zlepšení, kde aktualizovaná predikce (po 143 d) koresponduje s měřenými daty a po 18,5 letech nadhodnocuje poslední měření o 3,6 %. Je však nutné podotknout, že aktualizováním predikce dotvarování běžně nezískáváme větší hodnoty dotvarování a nelze tedy uvažovat, že se pomocí prvních aktualizací dostaneme na stranu bezpečnou. V dalším textu článku je užita modifikovaná verze aktualizace predikčního modelu (není-li uvedeno jinak, pro případ porovnání). 88

(m)

eu

"

te

t

¨ i " m 1 ln t i 1 t e [ Ju (ti , t e) Je (ti )]2 i 1

n

t i 1 t e

¨ i " m 1 ln t

i 1

,

(11)

te

kde m představuje poslední zahrnuté měření v aktualizaci, n je počet zbylých vzorků do konce vyhodnocovaného času, t te t te n ln i 1 časový interval jednoho měření, ¨ ln i 1 i " m 1 t i 1 t e t i 1 t e celkový interval pro příslušnou normovanou reziduální chybu. Tato chyba představuje ideální kritérium pro porovnání jednotlivých modelů na jednom vzorku. Metoda nejmenších čtverců intuitivně vyplynula z důvodu aktualizace dat pomocí lineární regrese. Samotná metoda by bohužel vyžadovala rovnoměrné měření z hlediska času, aby nevznikal problém akumulace chyby z důvodu dvou měření ve velmi blízkém čase. Tak byl tento efekt eliminován uvážením příslušného časového intervalu, které dané měření představovalo. Dále byla celá metoda vyhodnocena v logaritmickém měřítku, aby byl zachycen vliv nekonvergujícího charakteru dotvarování, a také z důvodu zachování citlivosti v rané době po vnesení zatížení. Takto nastavené kritérium (11) šlo jednoduše použít pro porovnání různých modelů na jedné sadě měření, ale nebylo bohužel možné použít pro posouzení mezi jednotlivými sadami měření (vzorky různých poddajností, a tedy i různě velkých chyb). Pro posouzení mezi jednotlivými vzorky byla zvolena tzv. normovaná reziduální chyba, která představuje výše zmíněnou absolutní chybu (11), která byla dále normována pomocí celkové poddajnosti v čase 1 000 d po vnesení zatížení. Tato normovaná chyba je již bez jednotek a lze ji vhodně použít k porovnání jednotlivých modelů na všech sadách měření. Vzhledem k omezeným možnostem databáze a k různě dlouhým dobám testů v databázi bylo nutné zvolit stejný časový interval, v kterém budou vzorky vyhodnoceny, aby nedošlo k ovlivnění výsledků z důvodu různých časových intervalů. Časový interval, v kterém byly vzorky vyhodnoceny, byl zvolen jako 1 000 d měřený od vnesení zatížení. Tento čas byl zvolen tak, aby bylo možné vyhodnotit co největ-


❚

4/2012

VĚDA A VÝZKUM

4

❚


5

ší počet měřených sad a zároveň byl zajištěn dlouhodobý charakter testu. Takto zvolená normovaná reziduální chyba lze vyčíslit i pro slepou predikci a poté porovnat s aktualizovanými chybami. Průběh slepé a aktualizované chyby je zobrazen na grafu na obr. 2 (Russel & Burg, 1996, vyhodnocený modelem B3).

Tab. 1 Vyhodnocení minimálních dob měření pro užití aktualizovaných predikcí ❚ Tab. 1 Evaluation of minimum measurment time for using updated predictions

Model B3 Model fib Model ACI Model GL Model

Nutný počet dnů 48,7 59,1 58 18,6

Počet měření 4,65 4,25 5,48 2,38

URČENÍ VHODNÉ DOBY MĚŘENÍ

Dle výše zmíněných předpokladů byly vyhodnoceny všechny sady měření, pro jednotlivé predikční modely, které byly dále porovnány mezi sebou. Typický průběh normované reziduální chyby pro jeden predikční model je zobrazen v grafu na obr. 3, kde je možné pozorovat postupnou minimalizaci normované reziduální chyby v čase. Každý bod grafu představuje vyhodnocení normované reziduální chyby aktualizované o vliv měření, kde vždy následující vyhodnocení má o jeden vliv měření více než vyhodnocení předcházející. Z grafu je patrné, že po určitém čase se již chyba přestává zmenšovat a její další měření je již zbytečné (tj. predikční model je dostatečně přesný). Po provedení vyhodnocení na všech měřených sadách, dle jednotlivých predikčních modelů, byla získanými daty proložena exponenciální křivka zachycující vývoj jednotlivých modelů. V grafu na obr. 4 je tento vývoj zachycen. Graf přibližně koresponduje s průběhem normované reziduální chyby pro jednu sadu měření (obr. 3) a je z něj možné vyčíst podobné závěry. Určení minimální doby měření Z grafu na obr. 4 lze odhadnout vhodnou dobu měření, která je zhruba stejná bez ohledu na užitý predikční model. Je však zajímavé se zastavit nad minimální dobou měření, která se ukázala jako zajímavý poznatek k jednotlivým modelům. Dle logického uvažování by člověk intuitivně tíhnul k tomu, že jakákoliv aktualizovaná predikce je lepší než predikce slepá. Tato úvaha se ovšem ukázala jako chybná a v grafu na obr. 5 je například zachycen průběh aktualizované normované reziduální chyby na shodné sadě měření (Brooks, 1989, C_025_16), který je doplněn o shodně vyhodnocený průběh neaktualizované slepé předpovědi. Z grafu je patrné, že pro modely B3, fib a ACI je nutné uvážit jistý počet dat, abychom se vůbec zlepšili pod hodnoty ze slepých predikcí. Tento jev byl statisticky vyhodnocen a je zobrazen v tab. 1, kde je uveden nutný průměrný čas měření k dosažení 4/2012

❚

Obr. 2 Aktualizované funkce poddajnosti pomocí modifikované metody pro model B3 po 14 a 143 d, doplněné o neaktualizovanou funkci poddajnosti a skutečné (měřené) hodnoty poddajnosti ❚ Fig. 2 Updated functions of compliance using the modified method for models B3 after 14 a 143 d, supplemented by non-updated function of compliance and the actual (measured) level of compliance Obr. 3 Průběh normované reziduální chyby v porovnání vůči slepé predikce na vzorku C_078_05 (Russel & Burg, 1996) ❚ Fig. 3 Course of a standardized rezidual error compared to blind prediction on the C_078_05 specimen (Russel & Burg, 1996) Obr. 4 Porovnání průběhů normovaných reziduálních chyb jednotlivých modelů s vlivem všech vzorků ❚ Fig. 4 Comparison of standardized rezidua errors in individual models with the impact of all specimen Obr. 5 Porovnání průběhu aktualizovaných normovaných reziduálních chyb se slepými predikci pro různé modely na vzorku C_025_16 (Brooks J.J., 1989) ❚ Fig. 5 Comparison of the course of the updated standardized rezidual errors with blind prediction in different models on the C_025_16 (Brooks J.J., 1989)

lepších hodnot než při slepých predikcích a též je zde uveden počet měření, který byl k tomu zapotřebí (jako prioritní hodnota je uváděn nutný čas, jelikož počet vzorků přímo neodpovídá požadovanému času, různé vzorky – různé intervaly měření). Výše zmíněnou intuitivní úvahu o aktualizované predikci naplňuje jen GL2000 model, který k dosažení reziduální chyby stejné jako u slepé predikce potřeboval v průměru pouze 2,38 měření, kde je nutné uvést, že dvě měření jsou minimální počet k užití lineární regrese. Tedy ve většině případů byla první aktualizovaná predikce lepší než predikce slepá. Z ÁV Ě R

Z grafu na obr. 1 a 2 je patrný významný vliv časové váhy k urychlení konvergence normované reziduální chyby. Při statistickém vyhodnocení všech měřených sad se ukázalo, že vliv časové váhy může dávat až o 50 % lepší výsledky než


89

VĚDA A VÝZKUM

❚


Tab. 2 Vyhodnocení zlepšení predikčních modelů vůči celkové možné změně v závislosti na čase ❚ Tab. 2 Evaluation of improvement of the prediction models towards the total possible change in dependence on time

Model B3 Model fib Model ACI Model GL Model

Zlepšení o 50 % [d] 143 185 111 183

Zlepšení o 80 % [d] 277 298 180 301

Zlepšení o 90 % [d] 358 408 223 377

Obr. 6 Rozdíl mezi klasickou a modifikovanou metodou aktualizace predikčních modelů na základě měřených dat vyhodnocený na vzorku C_078_05 (Russel & Burg, 1996), graf je rozšířen o průběh slepé predikce bez uvažování vlivu měření ❚ Fig. 6 Comparison of standard and modified updating method and blind prediction (C_078_05, Russel & Burg, 1996)

bez uvažování jejího vlivu. Tento efekt výrazně zlepší budoucí predikci dotvarování. Z grafu na obr. 4 lze usoudit, že zhruba po jednom roce se průměrná normovaná reziduální chyba již výrazně nemění, a tedy dalším měřením již nedosáhneme výrazného zpřesnění predikčního modelu. V tab. 2 je zobrazeno statistické vyhodnocení celého průběhu aktualizace predikčních modelů, kde uváděná procenta představují zlepšení daného modelu vůči celkové možné změně (tj. 90 % říká, že jakákoliv další aktualizace pomůže zlepšit model jen o zbylých 10 %). Na základě tohoto vyhodnocení lze zhruba říci, že po 300 d všechny modely dosáhly více jak 80% zlepšení a další aktualizování bude mít jen malý vliv na celkové vylepšení predikčního modelu. Dále bylo statisticky vyhodnoceno, že po této době (300 d) mají modely fib, ACI a GL průměrnou reziduální chybu menší jak 10 % chyby neaktualizované „slepé“. Tedy nepřesnost predikčních modelů je zmenšena na jednu desetinu původní nepřesnosti. Model B3 dosáhne 10% chyby až po 400 d, ale tento jev není způsoben špatnou schopností být aktualizován, ale naopak velmi dobrou schopností modelu popsat dotvarování na slepo bez aktualizovaných dat, a tedy je poté těžší tuto reziduální chybu snížit. Minimální doba měření byla již zmíněna v předchozí kapitole, a tedy je zde navázáno na tab. 1, z které je možné usoudit závěr, že minimální doba, po které je možné vzít v úvahu aktualizované predikční modely, je 60 d pro modely B3, fib a ACI. U modelu GL lze tuto dobu snížit na polovinu. Z výsledků je možné usoudit dvě doporučení, která pomůžou urychlit konvergenci chyby k minimu a optimalizují počet vzorků pro ideální dobu měření: • U modelů B3, fib a ACI neuvažovat měření na vzorcích do 24 h po vnesení zatížení. • Dodržovat konstantní časový interval měření vzorků, avšak v logaritmickém měřítku (např. 1. d, 3. d, 10. d, 30. d, 100. d a 300. d, popřípadě rozšířit o měření v 60. d pro posouzení po minimální nutné době měření). Porovnání modelů ukázalo, že v případě dlouhodobých měření je nejvhodnější model B3, který z dlouhodobého pohledu dává nejmenší reziduální chybu, avšak je nutné s aktualizací predikčního modelu počkat 60 d, což může být v případech rychlé výstavby až příliš pozdě na zajištění dodatečných opatření. A právě v těchto případech se nabízí užití modelu GL2000, který aktualizaci predikčního modelu poskytne výrazně dříve. Kombinací těchto dvou modelů můžeme odbourat nevýhody minimální doby měření u modelu B3. 90

6

Literatura: [1] Bažant Z. P., Jirásek M.: Nevydaná publikace: Creep and Hygrothermal Effects in Concrete Structures. Předpokládané vydání 2012, Springer [2] Bažant Z. P.: Creep and Shrinkage Prediction Model for Analysis and Design of Concrete Structures: Model B3. Adam Neville Symposium [cit. 2012-01-23]. Dostupné na www.civil. northwestern.edu/people/bazant/PDFs/Papers/S39.pdf [3] Bažant Z. P., Guang-Hua Li: Comprehensive Database on Concrete Creep and Shrinkage. Dostupné na www.civil. northwestern.edu/people/bazant/PDFs/Papers/479.pdf [4] Jarušková D.: Pravděpodobnost a matematická statistika. Vyd. 2. Praha: Česká technika – nakladatelství ČVUT, 2006, 138 s. ISBN 80-010-3427-5 [5] ČSN EN 1992-2 Eurokód 2: Navrhování betonových konstrukcí – Část 2: Betonové mosty – Navrhování a konstrukční zásady, ČSNI 2007

Dle závěrů uváděných v této práci byl vyhodnocen výše zmíněný dlouhodobý vzorek (Russel, USA, 1996), kde byla doba měření 6 768 d. Graf na obr. 6 ukazuje rozdíl mezi nyní používanou metodou aktualizace predikčního modelu a nově navrhovanou metodou. Vzorek byl vyhodnocen dle modelu B3 s využitím časové váhy a se zanedbáním vlivu měření menších než 24 h (první dvě měření). V grafu je dále zobrazena slepá predikce, která byla získána dle výše zmíněných předpokladů. Z grafu lze jednoduše vyčíst přínos navrhované metody, kde je zajímavé si všimnout přínosu zkrácení nutné minimální doby měření a také optimální doby měření, která by v případě užití modifikované aktualizace mohla být až o 80 % kratší než v případě původní aktualizace. Poznámka: Závěry článku jsou odvozeny pro základní dotvarování. Další práci je nutné věnovat zahrnutí vlivu smrštění a dotvarování od vysychání, které mohou představovat významné faktory. Článek vznikl za podpory Grantové agentury České republiky v rámci projektu P105/10/2400 Víceúrovňové simulace mechanických testů betonu. Text článku byl posouzen odborným lektorem.

Ing. Svatopluk Dobruský Fakulta stavební ČVUT v Praze Katedra stavební mechaniky Thákurova 7, 166 29 Praha 6 e-mail: [email protected]


❚

4/2012

VĚDA A VÝZKUM

❚


PÁR POSTŘEHŮ Z KONFERENCE V BRAZILSKÉ FORTALEZE Řada betonářských konferencí, které se konají u nás a v okolních evropských zemích, vyčerpává naši pozornost, a proto mnohým asi uniklo, že se koncem března 2012 konala velmi zajímavá mezinárodní konference o speciálních betonech s názvem SINCO 2012, v co do velikosti pátém městě Brazílie – ve Fortaleze. Toto přímořské město, ležící blízko rovníku, se vyznačuje celoročně příjemnou teplotou kolem 30 ºC a tak kolegové z místní univerzity (Universidade Federál de Ceará) volí pro návštěvu Evropy obvykle zimní období, aby se seznámili s pro ně neznámým fenoménem – se sněhem. Konference se konala v kongresovém centru přímořského hotelu Pontamar, který zřejmě patří k těm starším a nyní se krčí mezi celou řadou nových hotelů, které ho svoji výškou téměř dvojnásobně převyšují (obr. 1). Jeví se, že nové pobřežní stavby, kterých jsou desítky, dosahují nebo přesahují výšku právě budované nejvyšší stavby v ČR – budovy AZ Tower v Brně. Organizátorem konference byl profesor univerzity UVA prof. Francisco Carvalho Coelho de Arruda, Dr., kterého mnozí z nás znají z jeho účasti na sympoziu SANACE 2007 (obr. 2). Je asi chválihodné, že tato dlouhodobá spolupráce mezi Brazílií a Českou republikou se neustále rozvíjí. Naši odborníci jsou pravidelně v organizačních výborech konferencí a logo VUT v Brně bylo na čelném místě za předsednickým stolem (obr. 3). Rámcová témata konference byla velmi široká, ale vyzvané přednášky se soustředily především na samozhutnitelný beton (v podmínkách Brazílie) a na problematiku vláknobetonu. Účastníků bylo více než tři sta a jako zajímavost lze uvésti, že v tomto plném počtu zůstávali účastníci až do samého konce konference, který byl v sobotu (31. března) v 18 h večer. I závěrečná diskuze byla dosti bouřlivá a musel jsem konstatovat, že většinu účastníků tvořili mladí lidé, kteří mají o tematiku probíranou na konferenci a vůbec o vzdělání a získání informací velký zájem. Pro mne bylo na konferenci zajímavé setkání s Prof. Vitervem O´Reillym, který přiletěl ve věku 83 let z Kuby (obr. 4). Pamatuji si ho, jak před třiceti lety pobýval na Fakultě stavební VUT v Brně a svoji doktorskou práci dokončoval u Prof. J. Říhy. Zavzpomínali jsme i na můj pobyt na Kubě, kde jsme se podíleli na výstavbě jaderné elektrárny v Cienfuegos (která však dosud nebyla dokončena). Závěrem se dá říci, že i přes mezinárodní charakter konference byla většina přednášejících i účastníků ze zemí mluvících španělsky nebo portugalsky (většina Brazilců tvrdila, že bez problémů rozumí i španělsky). Obecně jsem na konferenci cítil velkou hrdost účastníků na svoji zemi, která se od začátku projevovala tím, že konference byla zahájena státní hymnou (která ovšem trochu připomínala na poslech předehru z Verdiho oper). V podstatě se tomu ale ani nelze divit, když dle oficiálních údajů činí současný hospodářský růst Brazílie 7,5 %. Pevně věřím, že tato plodná spolupráce s brazilskými odborníky bude pokračovat i v dalším období.

1

2

3

Prof. Ing. Leonard Hobst, CSc. FAST VUT v Brně Obr. 1 Kongresový hotel Pontamar obklopený pobřežní výškovou zástavbou Fortalezy Obr. 2

Zahájení konference profesorem Franciscem Carvalho

Obr. 3

Předsednický stůl (s logem VUT v pozadí)

Obr. 4

Přednáška Prof. Vitervia O´Reillyho z Kuby

4/2012

❚

4


91

VĚDA A VÝZKUM

❚


POTENCIÁL VÝVOJE VÝSTAVBY BETONOVÝCH MOSTŮ VE ŠVÉDSKU ❚ FUTURE DEVELOPMENT POTENTIAL FOR CONCRETE BRIDGE CONSTRUCTION IN SWEDEN Johan Larsson Obecně je ve Švédsku rozšířena představa, že výstavba mostů má jasný potenciál pro svůj vývoj k vyšším stupňům zprůmyslnění a efektivnosti. Nehledě na možnosti nových technologií jsou ve skutečnosti při výstavbě mostů stále dominantní staré tradiční metody a postupy. Pro popsání, interpretování a vysvětlení tohoto jevu

1 Situace v odvětví (28) 32 %

Klient (27) 31 % Normy (13) Forma kontraktu (3) Kontrolní proces (3) Problémy odběratele (2) Estetické požadavky (2) Konzervativní odběratel (1) Pro efektivitu nejsou žádné stimuly (1) Požadavky kvality (1) Pozdní přístup (1)

Nedostatek konkurence (6) Každý most je jedinečný (5) Každý projekt je jedinečný (4) Každé staveniště je jedinečné (4) Špatná spolupráce (4) Význam tradice (2) Význam kultury (1) Špatně naplánovaný projekt (1) Neexistence dlouhodobé strategie (1) Nízká rychlost rozvoje oboru

se článek zaměřil na hledání příčin, proč nejsou nové technologie užívány. Představujeme rozsáhlou studii, jejíž výsledky ukazují, že normy, konzervatismus, krátkodobé myšlení a představy, že stavební průmysl je specifický, jsou důvody pomalého vývoje tohoto odvětví. ❚ Bridge construction in Sweden has been considered

Neochota ke změnám (3) Konzervatizmus (2) Nechuť odpovídat (1)

Jednokusová produkce (5) Konzervatizmus (9) Logistické otázky (2) Stáří pracovníků (4) Žádný vývoj v materiálech (2) Neochota ke změnám (2) Zavedený průmysl (1) Nedostatek znalostí (1)

Dodavatel (6) 7 %

Produkt (9) 10 %

Obecné důvody (17) 20 %

to have a clear potential for a development to a higher degree of industrialization and efficiency. Despite the availability of new techniques for concrete bridge construction, the tradition of on-site constructing with old methods still is the dominating construction method. To be able to describe, interpret and give an explanation to this phenomenon, this paper will investigate why new techniques are not commonly used. A comprehensive survey has been conducted and the result shows that codes, conservatism, short-term thinking and thoughts that the industry is unique are some of the reasons for slow development.

Výzkumný projekt je zaměřen na sledování přínosů zprůmyslnění postupů výstavby při realizaci mostní konstrukce. Projekt začal zmapováním možností prefabrikace a stávajících průmyslových metod a po vyhodnocení se zaměří na využití pokročilých nových konstrukčních procesů při výstavbě. Rychlost vývoje stavebnictví je ve srovnání se strojírenstvím [1] relativně pomalá a možné důvody uvedeného rozdílu jsou během poslední dekády hojně diskutovány [2 a 3]. Je jasné, že požadavky a tlak investorů na nižší ceny, kratší časy výstavby a vyšší kvalitu nabraly během posledních let na síle. V zahraničí jsou užívány různé druhy částečně nebo zcela prefabrikovaných mostních konstrukcí, ve Švédsku je však tento koncept ojedinělý. Prefabrikace je významnou částí zprůmyslnění procesu výstavby, je však třeba zvažovat celý proces od návrhu až po údržbu konstrukce, aby bylo možno posoudit skutečné přínosy průmyslové technologie výstavby. 92

Prefabrikace neznamená pouze hotové, dokončené prvky, které jsou na místě stavby spojovány dohromady, ale také vynechání skruže, bednění a dalších podpůrných prvků, jejichž konstrukce musí být navrženy na všechna předepsaná zatížení, výztuže, která je předem sestavována do výztužných košů nebo rohoží a ukládána do bednění [4 a 5]. Objevuje se tu otázka: jaké hlavní síly působí proti rychlejšímu vývoji ve stavebnictví obecně a zejména v mostním stavitelství? Rozsáhlé dotazníkové akce, která tvořila datový základ projektu, se zúčastnilo šedesát šest respondentů. Dotazník obsahoval dvacet pět otázek k současné a budoucí situaci v oblasti mostního stavitelství ve Švédsku. Prezentovaný článek se zabývá pouze několika z nich. Mezi respondenty, kteří na dotazník odpovídali, byli investoři, dodavatelé, konzultanti, inženýři, zástupci státní administrativy (ze státního úřadu na úrovni našeho ministerstva dopravy, pozn. red.), která je největším investorem v oblasti stavebnictví ve Švédsku (tab. 1). OBECNÉ VÝSLEDKY D O TA Z N Í K O V É H O Š E T Ř E N Í

Zúčastnění dotazníkového šetření se shodli v tom, že efektivita výstavby se musí v budoucnosti zvýšit. Téměř 80 % respondentů odpovědělo, že zcela souhlasí a 15 % souhlasilo zčásti. Přes 90 % všech zúčastněných si myslí, že jsou schopni nějakým způ-

sobem ovlivnit výsledek projektu, ale 96 % respondentů by chtělo, aby jejich možnost ovlivňovat výsledek byla vyšší. Zúčastnění se shodli, že zapojení se do projektu v jeho počátečních fázích dává více příležitostí k jeho ovlivnění. V procesu návrhu by se zúčastnění shodně více zaměřili na údržbu, metody výstavby, spolupráci, náklady za celý životní cyklus konstrukce a proveditelnost [6]. 80 % odpovídá, že realizace určitého druhu „klíčových“ projektů je nejlepší způsob, jak dostat do stavebnictví vývoj v duchu „udržitelného rozvoje“. DŮVODY POMALÉHO VÝVOJE

Po sestavení Ishikawova diagramu (rybí kost) důvodů nízké rychlosti vývoje lze poměrně snadno získat přehled o faktorech, které způsobují nebo přispívají k zbrzdění vývoje mostního stavitelství (obr. 1). Důvody jsou rozděleny do pěti hlavních kategorií a u každého důvodu či kategorie je uveden počet respondentů. U každé hlavní kategorie je také uvedeno procento z celkového počtu respondentů, kteří se řadí k této kategorii. Některé důvody lze těžko zatřídit do některé z kategorií, protože je však uvedl vždy pouze jeden respondent, výsledky nejsou tím, kam byly zatříděny, ovlivněny. Někteří respondenti uvedli několik důvodů zkoumaného jevu, proto je celkový počet odpovědí vyšší než počet respondentů. První kategorie, klient, muže být rozdělena na tři skupiny: normy, formy kontraktů a kontrolní procesy. Nor-


❚

4/2012

VĚDA A VÝZKUM Tab. 1 Přehled respondentů

Počet respondentů Zkušenosti [roky] Realizace stavby [%] Přímo na stavbě [%] Nepřímá účast [%]

❚

Tab. 1 Summary of questionnaire respondents

váděcí dokumentace požaduje. Jeden z respondentů charakterizoval tuto kategorii slovy: „Hlavní dodavatelé nemají zájem, jsou to stejní chlapi jako dříve. Velký dodavatel nechce prefabrikaci, protože potom vzrůstá konkurence, kterýkoliv dodavatel může stavět z prefabrikátů, ale monolitické mosty, silnice, vozovky ad. staví obvykle jen těžké váhy.“ Kategorie produktu je velmi svázaná s tvrzeními, že každý produkt je unikátní, a proto je téměř nemožné stavět prefabrikované mosty efektivně. To není argument, který by obstál při posouzení z hlediska udržitelného rozvoje, protože nemusíme ani jet daleko za hranice Švédska, abychom našli země jako Dánsko či Nizozemsko, kde jsou prefabrikované mosty zcela běžnou volbou. Přes 80 % všech betonových mostů je v Nizozemsku postaveno s použitím prefabrikátů. 53 % respondentů si myslí, že právě kombinace monolitické technologie s prefabrikáty je budoucností betonového mostního stavitelství. Za poznámku stojí, že konzultanti a dodavatelé mají mírně negativnější vnímání použití prefabrikátů než investoři. Superkonstrukce nebo její části

Estetika

(mostovka a okraje nosníků) se zdá být konstrukcí, kterou oslovení respondenti nejspíše označují jako vhodnou pro použití prefabrikátů, mají-li být vůbec použity. To jsou totiž části konstrukce časově velmi náročné na výstavbu a zkoušky použití prefabrikátů v těchto místech, které v současnosti ve Švédsku probíhají, dávají uspokojivé výsledky [7]. Široce rozšířený konzervatismus mezi zúčastněnými obecně se zdá být největším problémem. Podle [8] však žádný průzkum neprokázal, že by lidé pracující ve stavebnictví byli obecně konzervativnější než v jiných odvětvích, ale stejní lidé často právě toto tvrzení používají jako obranu současně používaných stavebních postupů a nevyhovujících podmínek. V [8] jsou zdůrazněny čtyři hlavní překážky/zábrany pro rychlejší vývoj stavebnictví ve Švédsku a jedna ukazuje, že zúčastnění se snaží působit na veřejnost v duchu tvrzení, že v této oblasti není možné pracovat moderněji = inteligentněji. Další překážky jsou: působení na zákazníka v duchu „ale ještě ne ...“; zlepšení často vede ke zvýšení administrativy a poslední je o tom, že celková struktura stavebnictví brání vývoji.

Estetika Cena Prostředí Logistika Ostatní Kvalita Časové aspekty Z&BP

Cena Prostředí Logistika Ostatní Kvalita Časové aspekty Z&BP -60 -50 -40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40 Celkem Nevýhody Přínosy

50

Obr. 2 Přínosy a nedostatky prefabrikované technologie Fig. 2 Benefits and drawbacks for OSM

-60 -50 -40 -30 -20 -10

60

Obr. 1 Důvody nízké rychlosti rozvoje (číslo v závorce za každou položkou je počet respondentů) ❚ Fig. 1 Reasons for low development speed (the number in brackets behind each reason is the number of respondents) ❚

Obr. 3 Přínosy a nedostatky monolitické technologie výstavby, přehled byl sestaven z výsledků šetření, v němž si respondenti mohli vybrat až tři možnosti ❚ Fig. 3 Benefits and drawbacks for on-site construction, scores were derived from survey results where respondents could choose up to three factors

Celkem

3

4

❚

0

10 20 30 40 50

Nevýhody

60

Přínosy

Celkem Zákazník Dodavatel Konzultant /Projektant Dodavatel prefabrikátů

Obr. 4 Nejdůležitější kritéria pro výstavbu mostů, přehled byl sestaven z výsledků šetření, v němž si respondenti mohli vybrat až tři možné odpovědi ❚ Fig. 4 Most important factors when constructing a bridge, scores were derived from survey results where respondents could choose up to three factors

4/2012


Dodavatel (27) Klient (21) Projektant (13) Dodavatel technologie (5) méně než 1 1 až 5 více než 5 méně než 1 1 až 5 více než 5 méně než 1 1 až 5 více než 5 méně než 1 1 až 5 více než 5 0 7 93 0 0 100 0 0 100 0 20 80 4 11 85 10 10 80 0 0 100 20 40 40 41 22 47 29 23 48 24 38 38 0 40 60

my jsou konzervativní a upřednostňují mosty stavěné monolitickou technologií, u prefabrikovaných technologií jsou některá problematická ustanovení, která by měla být vyřešena. Nejběžnější forma kontraktu nedovoluje dodavateli a dalším zúčastněným vstoupit včas do procesu projektu, ale až po dokončení návrhu konstrukce. Představy, že průmyslové odvětví je jedinečné, každý projekt je jedinečný a každé nové staveniště je odlišné od toho předchozího, odráží situaci v odvětví. Tento přístup je důvodem, proč výstavba mostů monolitickou technologií je běžnější než užití průmyslovějších přístupů. Podle [9] nebyl zatím realizován výzkum, který by ukázal, že produkty a procesy ve stavebním průmyslu jsou specifičtější než v jiných odvětvích. Nejvýznamnějším faktorem v této kategorii je nedostatek konkurence mezi několika dodavateli, kteří soutěží o největší zakázky. Významní dodavatelé proto nemají důvod měnit své metody a praktiky. Dodavatelé nejsou, jak se zdá dle důvodů uvedených v předchozích odstavcích, ochotní ke změnám. Jsou klidní a provádějí pouze to, co po nich pro-

2

❚


0%

20%

40%

60%

80

Logistika

Prostředí

Estetika

Z&BP

Časové aspekty

Cena

Kvalita

93

100%

VĚDA A VÝZKUM

❚


Některé překážky vývoje ve smyslu trvale udržitelného rozvoje v mostním stavitelství ve Švédsku jsou v dotazníku zmiňovány častěji než jiné, ne jen ve specifickém shrnutí odpovědí na obr. 4, ale i v komentářích a rozborech v celém šetření. Jako čtyři největší bariéry jsou uváděny: • normy • jedinečnost/specifičnost • konzervatismus • krátkodobé myšlení Zúčastnění často přemýšlí o určitém projektu jako specifickém/jedinečném, místo hledání podobností mezi projekty navzájem. Více standardizované konstrukční procesy, zvažování všech dlouhodobých souvislostí, účast více lidí v raných stádiích přípravy projektu a možnost volného myšlení a uvažovaní široké škály možností dříve, než jsou do procesu zahrnuta různá omezení a restrikce, přinese významnou změnu v produktivitě. Spolupráce mezi zúčastněnými se musí zvýšit a konzervativní lidé se musí změnit, aby přežili. VÝHODY A PROSPĚCH Z UŽITÍ RŮZNÝCH KONSTRUKČNÍCH METOD

Respondenti byli požádáni, aby uvedli pořadí výhod a nevýhod obou technologií, monolitické a prefabrikované. Přehled pořadí výhod a nevýhod pro prefabrikované mostní konstrukce ve Švédsku, podle výsledků šetření, ukazuje, že čas a zdraví a bezpečnost pracovníků (Z&BP) jsou největšími výhodami. Estetické aspekty jsou naopak dle šetření hlavními nedostatky (obr. 2). Respondenti často používali slova jako „ošklivý, šeredný, nehezký“ a uváděli, že všechny prefabrikované mosty vypadají stejně. Estetika však nabývá na významu při vybírání typu mostu, tento faktor se stává ve Švédsku stále důležitějším. Kvalita, která byla také často v předchozím výzkumu zmiňována jako přínos prefabrikace, je v tomto přehledu považována v případě prefabrikovaných mostů za nedostatek. Zabýváme-li se touto otázkou hlouběji, ukáže se, že dodavatelé prefabrikátů vidí kvalitu jako hlavní přínos, ale zvláště klienti a projektanti ji vidí jako nedostatek. Malá studie inspekční zprávy ze Švédského úřadu dopravy [9] ukazuje, že neexistují žádné zásadní objektivní kvalitativní problémy, které by byly spojeny s prefabrikovanými mosty. Dva hlavní přínosy použití monolitické technologie výstavby mostu dle šetření jsou estetika a kvalita (obr. 3). Kva94

lita, která je označována za nevýhodu prefabrikovaných mostů, je naopak hnacím motorem pro volbu monolitické konstrukce. D Ů L E Ž I TÁ K R I T É R I A P R O V Ý S TAV B U M O S T U

Výhody a nevýhody různých metod se stanou hnacím motorem či překážkou, pokud je kritérium důležité pro klienta. Klienti jsou totiž ti, kdo stanovují specifikaci a požadavky na most. Kritéria s nejvyšší důležitostí, u výstavby mostů ve Švédsku, jsou podle zpracovaného šetření kvalita a cena (obr. 4). Čas je méně důležitý pro dodavatele a konzultanty, ale zdá se, že si obě skupiny myslí, že estetika je důležitým kritériem. Celkové skóre dobře koreluje s představami klientů o tom, která kritéria jsou důležitá. Kvalita, cena, čas a Z&BP jsou čtyři nejdůležitější kritéria pro uspokojení požadavků klientů při výstavbě mostu. Proto mohou být tato čtyři považována za hnací motory či bariéry pro volbu té či oné technologie výstavby mostu. Korelace výhod různých technologií výstavby s nejdůležitějšími kritérii ukáže, že kvalita je hlavním hnacím motorem pro volbu monolitické technologie, zatímco ostatní tři výhody (čas, cena a Z&BP) jsou hnacím motorem rozhodnutí se pro prefabrikovanou technologii. Má-li se prefabrikovaná technologie stát běžnou ve švédském mostním stavitelství, je třeba se zaměřit na otázky související s dalším zlepšením její kvality. DISKUZE A SHRNUTÍ

Při řešení problému nízkého růstu efektivity se při vyhodnocování výsledků šetření ukázalo, že jsou to klienti, kdo chtějí změnu. Změny v normách a lepší formy kontraktů s funkčními požadavky a kritérii by se měly stát běžnými. Více dobře připravených klíčových projektů s účelnými požadavky povede k včasnějšímu zapojení dodavatelů a subdodavatelů do jejich řešení. Podle [10] to povede k zrychlení procesu vývoje a projektové týmy budou upozorněny na zatím skryté problémy v době, kdy je ještě možné je řešit snáze a rychleji. Vedle toho se toto odvětví musí stát otevřenější a více využívat znalostí a zkušeností, které zde již jsou. Tzn. vyvíjet lepší konstrukce, ať už jsou stavěny monolitickou nebo prefabrikovanou technologií. Spolupráce všech zúčastněných na projektu je nejdůležitějším z faktorů, které ovlivňují realizaci projektu tak, aby vedla k vyšší spokojenosti klienta, tj. ke splnění jeho potřeb v širším rozsahu.

Literatura: [1] Byfors J., Jäderholm B.: Presentation FIA-day 2007, 2006 (In Swedish) [2] Byggkommissionen, ”Skärpning gubbar! Om konkurrensen, kostnaderna, kvaliteten och kompetensen i byggsektorn,” Stockholm, 2002, p. 442. (In Swedish) [3] Statskontoret, ”Att mäta produktivitetsutveckling för anläggningsbranschen – en delrapport,” Näringsdepartementet, Stockholm, 2009, p. 21. (In Swedish) [4] Rwamamara R., Simonsson P., Ojanen (now Larsson) J.: “Advantages of industrialized methods used in small bridge construction,” Internat. Group for Lean Construction, IGLC, 18th annual conf. on Lean Construction, Haifa, Israel, 2010, pp. 569–579 [5] Simonsson P., Emborg M.: “Industrialized construction: benefits using SCC in cast in-situ construction,” Nordic Concrete Research no. 39, 2009, pp. 33–52 [6] Simonsson P.: “Buildability of Concrete Structures, Process, Methods and Material,” Doctoral thesis, Luleå University of Technology, Division of Structural enigineering, 2011 [7] Larsson J., Simonsson P.: “Decreased complexity of bridge construction through prefabrication: A case study,” Internat. Group for Lean Construction, IGLC, 20th annual conf. on Lean Construction , San Diego, 2012 [8] Josephson P.-E., Saukkoriipi L.: “Slöseri i byggprojekt – Behov av förändrat synsätt,” Sveriges Byggindustrier, Göteborg FoU-väst, 2005, p. 56. (In Swedish) [9] https://batman.vv.se/batman, 2010 [10] Brown S. L., Eisenhardt K. M.: “Product development: past research, present findings, and future directions,” Academy of Management Review no. 2, 1995, pp. 343–378

V první řadě se klient potřebuje otevřít novým myšlenkám, potom ale musí dodavatel a další zúčastnění vyvinout maximální úsilí pro vývoj nových produktů. Vhodným kombinováním tradičních, dobře známých procesů monolitické technologie s inovativními řešeními nabízenými prefabrikací lze docílit působivějšího a efektivnějšího díla, které vyjde vstříc potřebám klienta. Budoucí výzkum musí směřovat k vývoji více standardizovaných stavebních procesů. Ty jsou nezbytné pro možnosti porovnávání změn a zpětné vyhodnocování zlepšení a získaných zkušeností.

Johan Larsson M.Sc., Ph.D. student Lulea University of Technology 971 87 Lulea, Sweden e-mail: [email protected]


❚

4/2012

AKTUALITY

❚

TOPICAL SUBJECTS

RECENZE KNIH Messinskou úžinu s hlavním polem 1 800 m, od Leonhardta z roku 1982. Obsah knihy doplňuje v úvodu poděkování všem kolegům, za poskytnuté podklady, případnou spolupráci, zejména spolupracovníkům firmy LAP a TU Drážďany. Na konci je uveden podrobný soupis mostů, odkazy na literaturu a příloha profesionálního životopisu autora s názvem „40 let zkušeností s velkými mosty na celém světě.“ Lze konstatovat, že se jedná o mimořádnou publikaci, zřejmě dosud nejúplnější k uvedené tématice. Vzhledem k tomu, že se v některých místech rozšiřuje i na další, souvisící oblasti mostního stavitelství a osobnosti s nimi spojené, chybí mi odkaz na Eugena Freyssineta a jeho generaci, podobně z vrstevníků na Leonarda F. Troyana, pokračovatele Carlose F. Casada ve Španělsku a Jiřího Stráského, zejména s přihlédnutím na kombinovanou rekordní lávku přes Švýcarskou zátoku Vranovské vodní nádrže, s rozpětím 250 m.

C A B L E – S TAY E D B R I D G E S – 40 YEARS OF EXPERIENCE WORLDWIDE ❚ ZAVĚŠENÉ MOSTY – 40 LET CELOSVĚTOVÝCH ZKUŠENOSTÍ Holger Svensson Kniha byla podkladem pro 30 přednášek o zavěšených mostech, rozdělených na dva semestry. Jejich ústní podání v anglickém jazyce je obsaženo na přiložených DVD. Obsahem publikace je koncepční navrhování, vypracování projektu a stavební provedení zavěšených mostů, které jsou výsledkem 40letých zkušeností autora jako mostního inženýra. V knize je uvedeno cca 350 referencí a je připomenuta řada osobností spojených s mostním stavitelstvím (se stručnými údaji i podobiznou) jako uznání jednotlivcům i celému inženýrství, protože most je vždy dílem kolektivu, ne jednotlivce. Mělo by přispět i ke zvýšení prestiže inženýrů, náležející jejich odpovědnosti, která je veřejností často přezírána. V úvodu knihy jsou shrnuty zásady návrhu včetně estetických směrnic pro navrhování mostů. Zde je zmíněn i Karlův most v Praze, jako příklad výzdoby mostu sochami. Vývoj je popsán v obsáhlé kapitole, která zahrnuje jednak předchůdce zavěšených mostů, jednak téměř všechny významné současné zavěšené mostní objekty, včetně hlavních konstrukčních částí a detailů. Z ocelových jsou uvedeny rýnské mosty Severins v Kolíně se 301 m a Knie v Düsseldorfu s 319 m z let 1959 a 1969, mosty Normandy ve Francii s 856 m a Tatara v Japonsku s 890 m z let 1995 a 1999, do nedávna největší zavěšený most Sutong v Číně přes řeku Jangsetjang s rozpětím 1 088 m, z roku 2008 a vizualizace dokončeného Ruského mostu z Vladivostoku s rozpětím 1 104 m, který má být otevřen k 1. srpnu 2012. Z betonových mostů jsou to představitelé postupných rekordních rozpětí, Maracaibo ve Venezuele s 235 m z roku 1962, Brotonne ve Francii se 320 m z roku 1977, Barrios de Luna ve Španělsku se 440 m z roku 1983 a Skarsundet v Norsku s 530 m z roku 1991. Ocelobetonových spřažených mostů je největší počet, mezi nejznámější patří Annacis z Vancouveru se 465 m z roku 1986, Second Severn z Anglie se 456 m z roku 1996, Vasco de Gama z Lisabonu se 420 m z roku 1998, Öresund mezi Dánskem a Švédskem se 490 m z roku 2000 a rekordní Yang Pu ze Šanghaje se 602 m z roku 1993. Mezi speciální soustavy zavěšených mostů jsou zařazeny objekty se sérií pylonů se závěsy, nosníky s externími kabely extrados nebo vzpínadel a lávky pro pěší. V prvním případě se jedná o velký počet možných variant statického uspořádání polí, závěsů, doplňujících pilířů apod. K nejznámějším z poslední doby patří mosty Rion-Antirion mezi řeckou pevninou a Peloponésem, se čtyřmi samostatně působícími soustavami závěsů a třemi hlavními poli po 560 m a most Millau ve Francii, se spojitým nosníkem a soustavou na něm osazených sedmi pylonů s poli 342 m a celkovou délkou 2 480 m, oba z roku 2004. Do druhé skupi4/2012

❚

ny patří most Weitingen s vnitřními poli 134 m a krajními se vzpínadly o rozpětí 234 a 264 m. Poslední skupinu tvoří objekty pro pěší, od štíhlé lávky přes Schillerstrasse ve Stuttgartu z roku 1960 s rozpětím 68,4 m až po přemostění Rýna Kehl–Štrasburk z roku 2004, v půdorysném oblouku, s krajními poli 43,72 m a středním 183,37 m. Samostatná kapitola je zaměřena na závěsy jako speciální prvek, jsou podrobně pojednány obecně a materiálově – uzavřená lana, paralelní tyče, dráty a lana (pramence). Dále jsou uvedeny varianty a úpravy kotvení a montáže závěsů, jejich dimenzování a dynamické posouzení. Čtvrtá kapitola popisuje předběžný návrh zavěšených mostů na základě zatížení působícího na ekvivalentní a skutečnou soustavu, s uvážením dynamiky mostu, návrhem jeho ochrany proti nárazům lodí a doplněný předběžným statickým výpočtem. K tomu lze poznamenat, že význam norem je pouze pro dimenzování, což se prokázalo v praxi při použití norem DIN, Eurocodů, AASHTO, British Standard ad. Pátá kapitola připomíná, že správný návrh výstavby zavěšených mostů je stejně důležitý jako definitivní stav, jsou zde uvedeny příklady spolu s technologií provádění. Rozsáhlá samostatná kapitola se věnuje příkladům typických zavěšených mostů (dokončené objekty). Byly vybrány a členěny vysloveně subjektivně, na mosty s účastí autora nebo LAP nebo s neobvyklými detaily, konstrukcemi a rekordním rozpětím. Jsou podrobně popsány zavěšené mosty: • s nosníkem z betonových dílců: Pasco-Kennewick a East Huntington – USA, • s nosníkem betonovým monolitickým CIP: Helgeland – Norsko, • s nosníkem ocelovým: Strelasund Německo, • s nosníkem ocelobetonovým spřaženým: Baytown – USA, • s nosníkem hybridním: Normandy – Francie, • s nosníkem zavěšeným v sérii: Millau – Francie, Rion-Antirion – Řecko. Závěrečný budoucí vývoj obsahuje stručný nástin možností dalšího vývoje, doplněný ideovým návrhem zavěšeného mostu přes


Autor knihy Prof. Dipl.-Ing. Holger Svensson, PE. C Eng, FI Struct E., se narodil v roce 1945 a v roce 1969 ukončil studium na TU Stuttgart. V letech 1970 a 1971 pracoval u firmy Contractor Grinaker v JAR a Botswaně a od roku 1972 až do roku 2009 ve firmě Leonhardt, Andrä and Partners, Consulting Engineers (LAP). Zabýval se projektováním a posuzováním mostů obecně a speciálně mosty zavěšenými v Německu i celosvětově. Byl blízkým spolupracovníkem profesora Fritze Leonhardta, Wolfharta Andrä, Wilhelma Zellnera a Reinera Saula a v této oblasti mostního stavitelství se stal pokračovatelem tradice firmy, v letech 1992 až 2009 jako její výkonný ředitel. Od roku 2010 působí jako samostatný inženýr konzultant a od roku 2009 přednáší zavěšené mosty na TU v Drážďanech, kde byl v roce 2012 jmenován profesorem pro tento obor. Autor byl v letech 2003 až 2011 viceprezidentem IABSE a za zásluhy o vývoj mostního stavitelství se mu dostalo řady ocenění: 1999 – James Watt Medal, ICE (Institution of Civil Engineering), Londýn; 2000 – Henry Husband Prize, ISE (Institution of Structural Engineering), Londýn; 2011 – Emil Mörsch Commemoration Medal, German Concrete Society. V současné době působí v Německu jako člen v několika významných organizacích: v poradním sboru pro mosty Německých drah, v porotách pro udělování „Německých cen“ za mosty a inženýrské konstrukce a v německém konventu pro stavební kulturu. Je autorem více než sta publikací a představované knihy. Byla napsána v rámci přípravy přednášek na TU v Drážďanech, což připomíná vstup prof. Leonhardta na TU ve Stuttgartu v roce 1957, kdy předem napsal přednášky, později slavné „Červené knihy“ betonového stavitelství v šesti svazcích, které, zejména v anglickém překladu, oblétly svět. Ing. Karel Dahinter, CSc. Německá verze Ernst & Sohn 2011 Anglická verze Wiley-Blackwell 2012 1. vydání – tisk Ernst & Sohn GmbH & Co. KG 2012 Celkem 454 stran formát A4, 1 300 obrázků a dvě DVD

95

AKTUALITY

❚

TOPICAL SUBJECTS

SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA V ČR ARCHITEKTURA VE SLUŽBÁCH MOTORISMU Konference a tematická výstava Termín a místo konání: 20. a 21. září 2012, Hradec Králové Kontakt: e-mail: [email protected], www.vcpd.cvut.cz, www.npu.cz, www.muzeumlb.cz 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 19. BETONÁŘSKÉ DNY 2012 Konference s mezinárodní účastí Termín a místo konání: 21. a 22. listopadu 2012, Hradec Králové • Vyzvané přednášky • Výzkum a technologie • Modelování a navrhování • Významné realizace – budovy, mosty, tunely a podzemní stavby, jiné konstrukce a stavby • Rekonstrukce, revitalizace, konverze • Beton v architektuře, designu a umění Kontakt: Sekretariát ČBS, www.cbsbeton.eu CONCRETE ROADS 2014 12. mezinárodní sympozium Termín a místo konání: 24. až 26. září 2014, Congress Hotel Praha Kontakt: e-mail: [email protected]

ZAHRANIČNÍ KONFERENCE A SYMPOZIA INNOVATIVE INFRASTRUCTURES – TOWARD HUMAN URBANISM 18. IABSE kongres Termín a místo konání: 19. až 21. září 2012, Soul, Korea • Sustainable infrastructures – a service life perspective • New urban transportation structures • Structures & materials – extending the limits • Innovative design concepts Kontakt: e-mail: [email protected], www.iabse.org/seoul2012 FIBRE REINFORCED CONCRETE: CHALLENGES AND OPPORTUNITIES 8. mezinárodní RILEM sympozium Termín a místo konání: 19. až 21. září 2012, Guimarães, Portugalsko • Rheology • Mechanical properties • Nanofibers in fiber reinforced cement based materials • Long term properties and durability • Analytical and numerical models • Codes and standards • Innovative structural systems • Structural and industrial applications • Case studies Kontakt: e-mail: [email protected], www.befib2012.civil.uminho.pt DESIGN OF CONCRETE STRUCTURES USING EUROCODES 3. mezinárodní workshop Termín a místo konání: 20. až 21. září 2012, Vídeň, Rakousko • Maintenance of Eurocodes • National standards and National annexes

96

• Design according to EN 1992 • Experiences with (practical) application of EN 1992 • Proposal for further development • Proposal of simplifications Kontakt: e-mail: [email protected], http://workshop-ec2.conf.tuwien.ac.at/ LIFE-CYCLE CIVIL ENGINEERING – IALCCE 2012 3. mezinárodní sympozium Termín a místo konání: 3. až 6. října 2012, Vídeň, Rakousko Kontakt: e-mail: [email protected], www.ialcce2012.org DURABILITY OF CONCRETE STRUCTURES 8. CCC kongres Termín a místo konání: 4. až 6. října 2012, Plitvice, Chorvatsko Kontakt: e-mail: [email protected], www.grad.unizg. hr/ccc8 BETONÁRSKE DNI 2012 9. konference s mezinárodní účastí Termín a místo konání: 25. a 26. října 2012, Bratislava Kontakt: e-mail: [email protected], www.betonarskedni.sk PERFORMANCE-BASED AND LIFE-CYCLE STRUCTURAL ENGINEERING – PLSE 2012 1. mezinárodní konference Termín a místo konání: 5. až 7. prosince 2012, Hong Kong, Čína • Performance-based structural engineering • Life-cycle structural engineering • Integration of performance-based and life-cycle structural engineering Kontakt: www.polyu.edu.hk/fce/PLSE2012/ ADVANCES IN CEMENT AND CONCRETE TECHNOLOGY IN AFRICA – ACCTA 2013 Mezinárodní konference Termín a místo konání: 28. až 30. ledna 2013, Johannesburg, Jižní Afrika • State-of-the-art of concrete technology in developing countries • Case studies and concepts • Characterisation of cementitious materials • Mixture composition, additives and chemical admixtures • Innovative use of concrete and high performance concrete • Natural materials and innovative technologies for construction • Design and evaluation of structural and durability behaviour of concrete elements • Durability and structural evaluation of concrete structures • Concrete technology for sustainability and energy efficiency • Rehabilitation and maintenance • Education, standardisation, future research and visions for construction technology in developing countries • Social, economic and environmental aspects of cement, concrete and concrete construction Kontakt: www.accta2013.com 57. BETONTAGE Termín a místo konání: 5. až 7. února 2013, Edwin-Scharff-Haus Congress Center, Neu Ulm, Německo Kontakt: www.betontage.com ENGINEERING A CONCRETE FUTURE: TECHNOLOGY, MODELING AND CONSTRUCTION fib sympozium Termín a místo konání: 22. až 24. dubna 2013, Tel-Aviv, Izrael • Advanced and innovative cementitious materials and concrete • Constitutive modeling of cementitious and composite materials • Design concepts and structural modeling

• Punching and shear in RC and in PC (prestressed concrete) • Challenges in bridge engineering • Advances in precast and PC engineering • Concrete structures under seismic and extreme loads • Pioneering structures and construction methods • Structural aspects of tunnel construction and design Kontakt: e-mail: [email protected], http://www.fib2013tel-aviv.co.il/ ASSESSMENT, UPGRADING AND REFURBISHMENT OF INFRASTRUCTURES Mezinárodní konference IABSE Termín a místo konání: 6. až 8. května 2013, Rotterdam, Holandsko • Load carrying capacity and remaining lifetime • Assessment of structural condition • Modernisation and refurbishment • Materials and products • Structural verification Kontakt: e-mail: [email protected], http://www.iabse2013rotterdam.nl/ CONCRETE SUSTAINABILITY – ICCS13 1. mezinárodní konference Termín a místo konání: 27. až 29. května 2013, Tokyo, Japonsko • Environmental impact reduction technologies • Sustainability aspects in durability • Environmental design, evaluation, and systems • Social & economic aspects • Case studies of sustainable concrete materials and structures Kontakt: e-mail: [email protected], http://jci-iccs13.jp/ NORDIC CONCRETE RESEARCH 22. mezinárodní sympozium Termín a místo konání: 16. až 19. června 2013, Reykjavik, Island Kontakt: www.nordicconcrete.net SUSTAINABLE CONSTRUCTION MATERIALS AND TECHNOLOGIES – SCMT3 Mezinárodní konference Termín a místo konání: 18. až 21. srpna 2013, Kyoto, Japonsko • Sustainable construction materials and structures • Durability of construction materials • Maintenance and life cycle management of concrete structure Kontakt: e-mail: [email protected], www.jci-net.or.jp/~scmt3/ COMPUTATIONAL TECHNOLOGIES IN CONCRETE STRUCTURES – CTCS13 Mezinárodní konference Termín a místo konání: 8. až 12. září 2013, Int´l Convention Center Jeju, Jeju, Korea Kontakt: e-mail: [email protected], http://asem.cti3.com/ctcs13.htm ULTRA-HIGH PERFORMANCE FIBRE-REINFORCED CONCRETE – UHPFRC2013 2. mezinárodní sympozium Termín a místo konání: 30. září až 2. října 2013 Marseille, Francie Kontakt: Nadget Berrahou-Daoud, e-mail: [email protected] IMPROVING PERFORMANCE OF CONCRETE STRUCTURES 4. mezinárodní fib kongres Termín a místo konání: 10. až 14. února 2014, Mumbai, India Kontakt: e-mail: [email protected], www.fibcongress2014mumbai.com CONCRETE INNOVATION CONFERENCE – CIC2014 Termín a místo konání: 9. až 11. června 2014, Oslo, Norsko Kontakt: www.cic2014.com


❚

4/2012

PROJEKTOVÁ, INŽENÝRSKÁ, KONZULTAČNÍ ČINNOST A DIAGNOSTIKA VE STAVEBNICTVÍ

■

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

Certifikace systému jakosti podle ČSN EN ISO 9001:2009 a ČSN EN ISO 14001:2005 PONTEX, s.r.o., Bezová 1658, 147 14 Praha 4, tel.: 244 462 219, 244 062 215, e-mail: [email protected], www.pontex.cz

Pontex_CZ_4-2012.indd 1

26.7.12 15:35

TEKLA STRUCTURES Moderní způsob projektování železobetonových konstrukcí v programu Tekla Structures umožňuje rychle reagovat na změny, propojit model se statickými programy, automaticky generovat výrobní dokumentaci a plánovat řízení stavby. Vyzkoušejte bezplatný prohlížeč TeklaBIMsight užitečný pro všechny účastníky projektu.

A TRIMBLE COMPANY

2012 MOSTY A DOPRAVNÍ STAVBY

Recommend Documents