beton_tks_2010-04

4/2010

M O S T Y A V O Z O V K Y

S P O L E Č N O S T I A S V A Z Y

P O D P O R U J Í C Í Č A S O P I S

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

SVAZ VÝROBCŮ BETONU ČR

Na Zámecké 9, 140 00 Praha 4

tel.: 246 030 153


www.svb.cz

SDRUŽENÍ PRO SANACE

BETONOVÝCH KONSTRUKCÍ

Sirotkova 54a, 616 00 Brno

tel.: 541 421 188, fax: 541 421 180

mobil: 602 737 657


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


www.cbsbeton.eu

C O N A J D E T E V T O M T O Č Í S L E

/31PROSTOROVÁ PODPĚRNÁ

SKRUŽ VÝŠKY PŘES

23 METRŮ

/ 72PRVNÍ ŽELEZNIČNÍ MOSTY

Z PŘEDPJATÉHO BETONU

/44NÁVRH A VYUŽITÍ BETONU

PRO MESTSKOU ESTAKÁDU

V POVÁŽSKÉ BYSTRICI

61/ SKÚSENOSTI S REALIZÁCIOU

CEMENTOBETÓNOVÝCH

VOZOVIEK V MAĎARSKU

NA DIAĽNICI M0

34/ MOSTY Z VYSOKOPEVNOSTNÍHO

BETONU V ČESKÉ REPUBLICE

8 / OBLOUKOVÝ MOST PŘES

OPARENSKÉ ÚDOLÍ

14 / 2 0 1 0 ❚ t e c h n o l o g i e • k o n s t r u k c e • s a n a c e • B E T O N

O B S A H ❚ C O N T E N T

ROČNÍK: desátý

ČÍSLO: 4/2010 (vyšlo dne 16. 8. 2010)

VYCHÁZÍ DVOUMĚSÍČNĚ

VYDÁVÁ BETON TKS, S. R. O., PRO:

Svaz výrobců cementu ČR

Svaz výrobců betonu ČR

Českou betonářskou společnost ČSSI

Sdružení pro sanace betonových konstrukcí

VYDAVATELSTVÍ ŘÍDÍ:

Ing. Michal Števula, Ph.D.

ŠÉFREDAKTORKA:

Ing. Jana Margoldová, CSc.

PRODUKCE: Ing. Lucie Šimečková

REDAKČNÍ RADA:

Doc. Ing. Vladimír Benko, PhD., Doc. Ing. Jiří

Dohnálek, CSc., Ing. Jan Gemrich, Prof. Ing. Petr

Hájek, CSc. (před seda), Prof. Ing. Leonard

Hobst, CSc. (místo předseda), Ing. Jan

Hrozek, Ing. Jan Hutečka, Ing. arch. Jitka

Jadrníčková, Ing. Zdeněk Jeřábek, CSc.,

Ing. Milan Kalný, Ing. arch. Patrik Kotas,

Ing. Jan Kupeček, Ing. Pavel Lebr, Ing. Milada

Mazurová, Doc. Ing. Martin Moravčík, Ph.D.,

Ing. Hana Némethová, Ing. Milena Paříková,

Petr Škoda, Ing. Ervin Severa, Ing. arch.

Jiří Šrámek, Ing. Vlastimil Šrůma, CSc.,

MBA, Prof. Ing. RNDr. Petr Štěpánek, CSc.,

Ing. Michal Števula, Ph.D., Ing. Vladimír Veselý,

Prof. Ing. Jan L. Vítek, CSc.

GRAFICKÝ NÁVRH: 3P, spol. s r. o.

Radlická 50, 150 00 Praha 5

ILUSTRACE NA TÉTO STRANĚ:

Mgr. A. Marcel Turic

SAZBA: 3P, spol. s r. o.

Radlická 50, 150 00 Praha 5

TISK: Libertas, a. s.

Drtinova 10, 150 00 Praha 5

ADRESA VYDAVATELSTVÍ A REDAKCE:

Beton TKS, s. r. o.

Na Zámecké 9, 140 00 Praha 4

www.betontks.cz

REDAKCE, OBJEDNÁVKY PŘEDPLATNÉHO

A INZERCE:

tel.: 224 812 906, 604 237 681, 602 839 429


[email protected]

ROČNÍ PŘEDPLATNÉ: 540 Kč

(+ poštovné a balné 6 x 30 = 180 Kč),

cena bez DPH

21 EUR (+ poštovné a balné 7,20 EUR),

cena bez DPH, studentské 270,- Kč

(včetně poštovného, bez DPH)

Vydávání povoleno Ministerstvem

kultury ČR pod číslem MK ČR E-11157

ISSN 1213-3116

Podávání novinových zásilek povoleno

Českou poštou, s. p., OZ Střední Čechy,

Praha 1, čj. 704/2000 ze dne 23. 11. 2000

Za původnost příspěvků odpovídají autoři.

Označené příspěvky byly lektorovány.

FOTO NA TITULNÍ STRANĚ:

Most přes Oparenské údolí, Pontex, s. r. o.,

foto: Jakub Karlíček

BETON TKS je přímým nástupcem časopisů

Beton a zdivo a Sanace.

ÚVODNÍKMilan Kalný / 2

TÉMA

JAK DÁL S DOPRAVNÍ INFRASTRUKTUROU?

Pavel Švagr / 3

KONGRES fib 2010 / 6

STAVEBNÍ KONSTRUKCE

OBLOUKOVÝ MOST PŘES OPARENSKÉ ÚDOLÍ

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

BETONOVÉ MOSTY NA 2. STAVBĚ

RYCHLOSTNÍ KOMUNIKACE R1

SELENEC-BELADICE

Ivan Batal, Luboš Lobík / 16

MOST PŘES VLTAVU NA DÁLNIČNÍM OKRUHU

KOLEM PRAHY

Pavel Němec, Václav Kvasnička, Josef Ambrož, Josef Vrtiška / 20

MOSTNÍ OBJEKTY NA STAVBÁCH SILNIČNÍHO

OKRUHU KOLEM PRAHY – 512, 513 A 514

František Hanuš, Milan Šístek, Vladimír Engler, Peter Hurbánek / 26

MATERIÁLY A TECHNOLOGIE

PROSTOROVÁ PODPĚRNÁ SKRUŽ VÝŠKY

PŘES 23 METRŮ

Ivan Máca / 31

MOSTY Z VYSOKOPEVNOSTNÍHO

BETONU V ČESKÉ REPUBLICE

Ivailo Terzijski / 34

NÁVRH A VYUŽITÍ BETONU PRO MESTSKOU

ESTAKÁDU V POVÁŽSKÉ BYSTRICI

Richard Novák, Marek Magyar, Igor Halaša / 44

STATICKÝ MODUL PRUŽNOSTI LEHKÝCH

KONSTRUKČNÍCH BETONŮ

Michala Hubertová / 50

STUDIUM FYZIKÁLNĚ-MECHANICKÝCH

PARAMETRŮ LEHKÝCH VYSOKOPEVNOSTNÍCH

BETONŮ S PÓROVITÝM KAMENIVEM NA BÁZI

SPÉKANÝCH POPÍLKŮ

Tomáš Melichar, David Procházka, Vít Černý / 54

SKÚSENOSTI S REALIZÁCIOU

CEMENTOBETÓNOVÝCH VOZOVIEK

V MAĎARSKU NA DIAĽNICI M0

Kornel Prúnyi / 61

ZNOVU K VLÁKNOBETONU, HLAVNĚ

K DRÁTKOBETONU

Alain Štěrba, Pavel Rieger / 66

HISTORIE

PRVNÍ ŽELEZNIČNÍ MOSTY Z PŘEDPJATÉHO

BETONU

Bohumír Voves / 72

VĚDA A VÝZKUM

STANOVENÍ POVRCHOVÉ KONCENTRACE

CHLORIDŮ SPOJENÍM LABORATORNÍCH

ZKOUŠEK A ANALYTICKÉHO MODELU

Pavla Rovnaníková, Břetislav Teplý / 75

TEPLOTNÉ ZMENY A CEMENTOBETÓNOVÉ

VOZOVKY

Ľudmila Bartošová / 78

SLEDOVÁNÍ MOSTU

Z VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU

Miloš Zich / 82

NORMY • JAKOST • CERTIFIKACE

POROVNÁNÍ SOUČASNÉ LEGISLATIVY

PŘI ZPRACOVÁVÁNÍ PRŮKAZNÍCH

ZKOUŠEK BETONŮ

Tomáš Moravec / 87

OVĚŘOVÁNÍ STÁVAJÍCÍCH BETONOVÝCH

MOSTŮ PODLE NOVÝCH TECHNICKÝCH

PODMÍNEK

Milan Holický, Jana Marková, Miroslav Sýkora / 90

AKTUALITY

REŠERŠE ZE ZAHRANIČNÍCH

ČASOPISŮ / 94

SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA / 96

FIREMNÍ PREZENTACE

Červenka Consulting / 5

BetonRacio / 5

Pontex / 23

SMP CZ / 25

Betosan / 27

Novák&Partner / 29

Nekap / 57

Mott MacDonald / 59

Idea RS / 95

Ing. Software Dlubal / 95

Beton University / 3. str. obálky

VSL Systémy (CZ) / 3. str. obálky

SVB ČR / 4. str. obálky

O STABILITĚ

2 B E T O N • t e c h n o l o g i e • k o n s t r u k c e • s a n a c e ❚ 4 / 2 0 1 0

Ú V O D N Í K ❚ E D I T O R I A L

Milé čtenářky, vážení čtenáři,

první zkušenosti se stabilitou zís-

ká každý člověk velmi brzy. Už

od svých prvních krůčků zjistí, že

ve světě platí určité přírodní zá-

kony a jejich nedodržování bo-

lí. Ať už lezeme po čtyřech, jde-

me si svou cestou nebo se vra-

címe z flámu, je dobré vědět, kde

se pohybujeme a o co se může-

me spolehlivě opřít. Absolven-

ti stavební fakulty jsou poučeni

i o tom, že existují nestabilní kon-

strukce, které vypadají na první pohled bezvadně, avšak mo-

hou bez viditelného impulsu rychle zkolabovat. A i když lid-

ská přirozenost velí chtít stále více, zvyšovat výkony a neu-

stále překonávat již dosažené cíle, asi všichni víme, že nic

neroste až do nebe. Rozumné limity není třeba překonávat,

ale dodržovat. A nerozumné nebo zbytečné hranice, záko-

ny a omezení je třeba zrušit. Kvalitu nám nezajistí úřední pří-

kazy a zákazy, ale tvořiví, schopní a motivovaní lidé, kteří vě-

cem rozumí a současně respektují základní přírodní a eko-

nomické principy.

Některé věci se mají prostě jinak, než si myslíme. Stabi-

lita a rovnováha nejsou jen teoretické pojmy ve stavební

mechanice, ale i žádoucí společenské a ekonomické kate-

gorie. Po světové finanční krizi a v letošních předvolebních

kampaních bylo slyšet hodně slibů i hrozeb. Mnozí zřejmě

spoléhají na to, že lidská paměť je nedokonalá a krátká.

A tak můžeme slyšet i o velmi dobrých plánech, které na-

stavují strategii „až“ na jedno celé volební období.

Ve stavebnictví se ovšem musí pracovat s mnohem del-

ším cyklem. Fáze územního plánování, investiční a projek-

tové přípravy může trvat u staveb dopravní infrastruktu-

ry běžně i patnáct let. Většina staveb se pak dá postavit

za dva až tři roky, to by ovšem do výstavby nesměly opa-

kovaně a destruktivně zasahovat vlivy, kterým naše legisla-

tiva poskytla velmi široké pravomoci. Harmonogram stav-

by by měl respektovat klimatická období a logické vazby

mezi použitými technologiemi. Pokud místo toho rozhodují

smluvně-právní závazky bez ohledu na skutečné podmín-

ky nebo dokonce termíny příštích voleb, dočkáme se jen

problémů s nedostatečnou kvalitou a vyvolaného růstu ce-

ny. Potom nastane fáze předpokládaného užívání staveb

délky až sto let, přitom se značné prostředky musí vyna-

kládat na údržbu, modernizaci a opravy. Nakonec by mě-

la přijít demolice nebo přestavba objektu pro nové úče-

ly a využití.

Účelně propojit všechny požadavky a dostupné mož-

nosti může jen tým profesionálů ve svém oboru. Rozho-

dování o veřejných investicích bohužel ale často probí-

há jinak, převládají subjektivní dojmy, osobní nebo lob-

bistické zájmy a obstrukční vlivy. Velmi pochybuji o tom,

že v daném horizontu může politik napojený na nejrůzněj-

ší zájmové skupiny nebo manažer školený k maximaliza-

ci zisku pomocí obchodní a marketingové činnosti pro-

vádět správná rozhodnutí pro širokou veřejnost. Cyklické

výměny odborných úředníků stabilizaci stavebnictví urči-

tě neprospívají.

Ke stabilizaci finančních zdrojů byly v roce 2000 zalo-

ženy Státní fond dopravní infrastruktury (SFDI) a Státní

fond rozvoje bydlení (SFRB). Fondy měly mít vlastní pří-

jmy dostatečné pro zajištění rozvoje dopravní infrastruk-

tury a bydlení a měly se částečně vymanit z každoroční-

ho politického boje v parlamentu. To se nepodařilo a dnes

jsou dokonce slyšet i úvahy o jejich zrušení. Je to postup

značně odlišný od zahraničí. Tam se financující instituce

zabývají mimo jiné pečlivou kontrolou podmínek a prů-

běhu financování a tuto kontrolu obvykle svěří renomo-

vaným nezávislým konzultačním firmám. Při rozhodová-

ní o zakázkách rozhodují zejména dosavadní reference,

zkušenosti a kvalita.

Velmi dobře si pamatuji na zkušenost s rolí Evropské

investiční banky (EIB) u projektu na přemostění Duna-

je v Bratislavě u bývalé rafinerie Apollo. Investor pod do-

hledem banky si na supervizi vybral kvalifikované konzul-

tanty. Banka EIB očekávala, že jejich odborné názory bu-

dou vždy respektovány, jinak by stavbu nespolufinanco-

vala. Důsledný postup pak přispěl k tomu, že stavba by-

la dokončena v požadovaném termínu, předepsané kvalitě

a s dodržením rozpočtu. Většina výběrové komise, kde za-

sedalo více politiků a úředníků než odborníků, prosazova-

la jinou variantu, která by byla celkem o cca 775 mil. SKK

dražší.

Volba správné koncepce, objektivní rozhodování a přísná

kontrola jsou pro úspory nákladů nejpodstatnější a přesně

zde se nachází prostor pro instituce jako je SFDI a SFRB.

Tento celý systém pak musí fungovat v prostředí, které

podporuje vytvoření co nejdokonalejší konkurence. Tak-

zvané superzakázky a řetězce subdodavatelských vztahů

vedou k devastaci reálného ekonomického prostředí, k po-

pření základního tržního principu – rovné soutěže uchaze-

čů, k rozmělnění zodpovědnosti a k úpadku morálky, jed-

ni pracují a druzí se přiživují na rozhodovacím a obchod-

ním procesu.

Náš každodenní život a pracovní aktivity probíhají v pro-

středí, které se nevyvíjí zrovna ideálně. Na silnicích a mos-

tech je spousta neopravených závad, stále nejsou dosta-

věny moderní komunikace z Prahy do Drážďan a do Čes-

kých Budějovic, z Hradce Králové do Olomouce, z Brna

do Vídně. Chybí dálniční okruh kolem Prahy, obchvaty ko-

lem Brna a dalších měst. Výstavba moderních komunikací

je těsně za polovinou, evropské dotace na jejich dokon-

čení jsou již rozděleny a zdroje z národního rozpočtu jsou

o 40 % nižší než v roce 2007, a to i přes zvětšené nároky

na údržbu a každoroční inflaci. Na nákladně rekonstruo-

vaných železničních koridorech jezdí „rychlovlaky“ stejně

rychle jako auta na dálnici. Po povodních v letech 1997

na Moravě a 2002 v Čechách nás pravidelně překvapu-

je velká voda. Jsou slyšet i některé prognózy o komplet-

ním dokončení dopravní infrastruktury při dnes známem

výhledu na financování za 200 let.

Všichni musíme šetřit, ale ne na úkor budoucnosti.

Ve stavebnictví platí, že kvalitní příprava, kvalifikované roz-

hodování a důsledná kontrola přinášejí nejen úspory, ale

i dlouhodobé efekty. A rozhodování podle jediného kritéria

– nabídkové ceny – je sice pro úředníky jednoduché, ale

pro budoucnost špatné.

Ing. Milan Kalný

předseda České betonářské společnosti

JAK DÁL S DOPRAVNÍ INFRASTRUKTUROU? ❚ HOW TO

CONTINUE WITH TRANSPORT INFRASTRUCTURE?


T É M A ❚ T O P I C

Pavel Švagr

Doprava je průřezovou činností umožňující realizaci většiny výrobních

oborů. Rozvoj dopravní infrastruktury vyžaduje dlouhodobé koncepční

plánování a stabilizované finanční zdroje. Vedle výstavby nových úseků

dopravních cest je třeba počítat i se nezvyšujícími se finančními nároky

na pokrytí údržby rozrůstající se sítě dopravních cest. Článek upozorňuje,

že současný stav v této oblasti v České republice není uspokojivý a pro-

gnózy dalšího vývoje jsou varující. ❚ Transport is a “sectional activity“

facilitating operation of most production branches. Development of the

transport infrastructure requires long-term conceptual planning and stable

financial sources. Beside construction of new sections of traffic ways,

which should be assumed, also non-rising financial demands allowing

to cover maintenance of the growing network of traffic routes should not

be neglected. This article notes that the current conditions in this respect

are not satisfactory in the Czech Republic and prognoses of further

development are alarming.

KDE SE NACHÁZÍME?

Není to jen dopravní infrastruktura, které se nedostává fi-

nančních zdrojů. Deficit veřejných rozpočtů se dotýká všech

sektorů národního hospodářství, nicméně doprava je průře-

zovou činností umožňující realizaci většiny výrobních oborů.

A aby přepravní procesy fungovaly efektivně, musí být k dis-

pozici kvalitní a kapacitní dopravní infrastruktura.

Česká republika se stále potýká s nedobudovanou sítí zá-

kladních dopravních cest, tolik potřebných pro dlouhodo-

bě udržitelný rozvoj dopravy. Chybí nám dálnice a rychlost-

ní silnice, obchvaty měst, modernizované železniční korido-

ry a uzly, spolehlivá vnitrozemská vodní cesta. Potřeb mno-

ho, finančních zdrojů nedostatek.

Nutno přiznat, že potřeby financování, a netýká se to jen

dopravní infrastruktury, rostou zpravidla rychleji než dispo-

nibilní zdroje pro jejich finanční krytí. To je premisa, se kte-

rou je dost těžké polemizovat, natož se ji pokoušet vyvra-

cet. Co je však možné, je nastavit strategii financování tak,

aby především díky stabilitě bylo možné plánovat, připravo-

vat a realizovat důležité dopravní stavby a zajistit tak konti-

nuální rozvoj. Jestli je na něco dopravní infrastruktura ob-

zvlášť citlivá, tak jsou to především nepředvídatelné výkyvy

v objemu disponibilních zdrojů. Stabilita a předvídatelnost

jsou základním předpokladem pro efektivní financování do-

pravní infrastruktury.

Myšlenku stability a schopnost predikovat zdroje financo-

vání měl naplňovat Státní fond dopravní infrastruktury (SFDI).

Ten byl zřízen v roce 2000, jako specializovaná finanční in-

stituce zaměřená na financování dopravní infrastruktury stá-

tu. Od začátku fungování se každoročně dařilo navyšovat

objem finančních zdrojů určených pro údržbu, modernizaci

a výstavbu dopravních cest. Posilována byla především část

národních zdrojů, tedy nutná základna pro zapojování dal-

ších financí, ať již zdrojů z fondů Evropské unie nebo úvěrů

od Evropské investiční banky. Vrcholu bylo dosaženo v ro-

ce 2007, kdy SFDI disponoval základním rámcem národních

zdrojů ve výši 59,5 mld. Kč.

Rok 2007 se stal důležitým mezníkem, kterým začalo no-

vé sedmileté programovací období pro čerpání finančních

prostředků z fondů Evropské unie. Pro dopravní infrastruk-

turu se otevřel prostor čerpat zdroje ve výši 5,77 mld. €

(tedy cca 140 mld. Kč).

Při zachování rostoucího trendu výše národních zdrojů se

nabízela možnost stabilizovat systém financování a nastavit

parametry pro jeho udržitelné fungování. Navzdory této pří-

ležitosti bylo v roce 2007 nesystémově rozhodnuto o sníže-

ní rozpočtového rámce SFDI (tedy základny národních zdro-

jů) a nastoupený klesající trend, jak dokládá graf na obr. 1,

je zachován do současnosti a pokračuje i v oficiálních střed-

nědobých výhledech SFDI.

Ke snížení rozpočtového rámce došlo přesto, že Posla-

necká sněmovna svým usnesením č. 159 ze dne 12. pro-

since 2006 žádala vládu, „aby zajistila příjmy Státního fon-

du dopravní infrastruktury určené pro výstavbu, moderniza-

ci, opravy a údržbu dopravní infrastruktury tak, aby jeho vý-

dajový limit pro střednědobý výhled pro léta 2008 a 2009

byl minimálně na úrovni 2007“, tj. minimálně ve výši 59,5

mld. Kč.

Počínaje rokem 2007 dochází ke každoročnímu snižo-

vání rozpočtových rámců SFDI, a to až na roční úroveň

36,1 mld. Kč pro roky 2010 až 2012, což představuje sníže-

ní oproti roku 2007 o více než 23 mld. Kč, tj. o 40 %.

Je tedy zřejmé, že v roce 2007 byl systém financování do-

Obr. 1 Rozpočtový rámec SFDI – národní zdroje ❚

Fig. 1 Budgetary framework of the State Fund of the Transport

Infrastructure – national funds

Obr. 2 Výhled SFDI – celkové zdroje ❚ Fig. 2 Prospects of the

State Fund of the Transport Infrastructure – total funds

70,0

rok

Rozpočtový rámec SFDI – národní zdroje

60,0

50,0

40,0

30,0

20,0

10,0

0,0

2003 2004 2005 2006 2007 2008 2009 2010 2011 2012

36,136,136,7

45,4 44,0

38,6

47,5

45,0

36,1

59,5

pokles o 23,4 mld. Kč

RUD – ukončené financování

silnic II. a III. třídy

(mld

. K

č)

120,0

rok

Výhled SFDI – celkové zdroje

100,0

80,0

60,0

40,0

20,0

0,0

2010 2011 2012

(mld

. K

č)

96,0 mld. Kč

75,8 mld. Kč

59,1 mld. Kč

36,0

12,2

11,7

36,1

28,9

10,8

36,1 36,1

7,0

16,0

fondy EU

úvěr EIB

dluhopisy

národní zdroje

1 2



pravní infrastruktury sveden na neperspektivní cestu. Ev-

ropské finanční prostředky se nestaly doplňkem národních

zdrojů, ale jejich náhradou. Logicky tedy vzniká otázka, co

nastane, až evropské zdroje v rámci současného programo-

vacího období (roky 2007 až 2013) budou vyčerpány. A do-

stáváme se na pomyslnou křižovatku, jejíž rozcestí nás v nej-

bližší době čeká.

Ještě pro letošní rok se v rozpočtu SFDI počítá s celko-

vými zdroji ve výši 96 mld. Kč. Pro rok 2011 však oficiální

výhled SFDI předpokládá zdroje ve výši 76 mld. Kč a pro

rok 2012 pouze ve výši 59 mld. Kč. Struktura plánovaných

zdrojů, zachycená na grafu na obr. 2, potvrzuje očekáva-

ná negativa. Rámec národních zdrojů stagnuje na úrovni

36 mld. Kč, klesající zdroje Evropské unie táhnou trend cel-

kových financí do hodnot před rokem 2005. A to je beze-

sporu strategie, která v žádném případě nezajišťuje konti-

nuitu a dlouhodobou udržitelnost dalšího rozvoje doprav-

ní infrastruktury.

JAK DÁL?

Hledání řešení v podobě vhodné strategie financování připo-

dobňuji magickému balíčku karet, kde správnou cestou ne-

ní sázka na jedinou kartu, ale naopak optimální kombinace

několika z nich:

Předně je nutné jednoznačně určit, co a kdy chceme sta-•

vět. Znamená to definovat harmonogram rozvoje doprav-

ní infrastruktury ve střednědobém a především dlouhodo-

bém horizontu. Potřebnost tohoto kroku podtrhuje i sku-

tečnost, že se stal obsahem třinácti hlavních protikrizových

opatření vymezených tzv. Tripartitou (seskupením zástup-

ců vlády, zaměstnavatelů a odborů).

Koncepční materiál, který by na jedné straně definoval •

věcný a časový harmonogram realizace rozvojových zá-

měrů a na straně druhé provázaně vymezoval reálnou vý-

ši disponibilních zdrojů pro dopravní infrastrukturu, již delší

dobu chybí. SFDI sice sestavuje střednědobý výhled finan-

cování, stejně tak je na úrovni vlády schválen Harmono-

gram výstavby dopravní infrastruktury, nicméně tyto doku-

menty mají rámcový charakter, postrádající právě konkrét-

ní provázanost mezi potřebou a zdrojem jejího krytí. Neu-

stále jsme tak vystavováni situaci, že při klesajícím výhledu

zdrojů vlastně nevíme, které stavby jsme schopni dokončit,

které můžeme zahájit nebo naopak, které z důvodu nedo-

statku peněz zahájit nelze.

Je nutné, a souvisí to přímo s předcházejícím bodem, sta-•

novit koncepci zdrojového zajištění financování. I na tomto

opatření se Tripartita shodla. Příprava liniových dopravních

staveb a doba jejich výstavby vyžadují jasnou koncepci fi-

nancování, ta musí být v prvé řadě dlouhodobě stabilní.

Právě stabilizace finančních zdrojů je základním předpo-•

kladem dlouhodobě udržitelného plánování a rozvoje do-

pravní infrastruktury. Zdroje musí být nastaveny tak, aby

bylo možné financovat nejen potřeby údržby, ale také rea-

lizaci nových staveb. Optimálním se jeví roční rámec zdro-

jů ve výši 100 mld. Kč ve stálých cenách roku 2010. Ces-

tu k dalším zdrojům pro financování dopravní infrastruktu-

ry je možné hledat kombinací daní a poplatků, dotací ze

státního rozpočtu, úvěrů a dluhopisů, důsledného využi-

tí možností zdrojů z fondů EU a vnitřních úspor systému

díky expertízám nákladů staveb, ale také možností parti-

cipace samospráv na realizaci pro ně důležitých doprav-

ních staveb.

Výraznou komplikací dopravních staveb se stává legislati-•

va, která umožňuje účelové napadání správních rozhodnu-

tí, nadstandardní požadavky na objektovou skladbu stav-

by a blokování procesu přípravy a realizace investic. To vše

vede k neefektivitám a prodražování staveb.

Proto je nutné přistoupit k revizi relevantních legislativ-•

ních podmínek týkajících se územního plánování, staveb-

ního řízení, projektového řízení apod. Také je nutné se za-

měřit na optimalizaci časového průběhu přípravy a reali-

zace staveb.

Dalším důležitým opatřením je okamžité zavedení systé-•

mu expertízy (supervize) nákladů staveb sledující efektivi-

tu a účelnost vynakládaných zdrojů v celém životním cyk-

lu projektu. Je nutné zvýšit tlak na hospodárnost vynaklá-

daných zdrojů. Očekávaný potenciál úspor se pohybuje

v rozmezí 5 až 8 % z ceny díla.

Myšlenka supervize nákladů není ničím nová, již v roce •

2006 žádala Poslanecká sněmovna Státní fond doprav-

ní infrastruktury, aby prováděl tuto supervizi staveb s in-

vestičními náklady nad 300 mil. Kč. Nic se však od té do-

by neposunulo. Až Tripartita do svých zmiňovaných třinác-

ti opatření supervizi zařadila.

Pozornost je také nutné věnovat parametrizaci výběrových •

řízení a organizaci výstavby. Nastavení a průběh výběro-

vých řízení musí být procesem transparentním a otevře-

ným, s minimalizovaným potenciálem pro korupční chová-

ní. Formulace a parametrizace výběrového řízení musí ga-

rantovat dodržení limitní ceny objektivizovanou odbornou

expertízou. Důsledkem tohoto opatření musí být také tlak

na vnitřní racionalizaci stavebních firem.

Smysl má také revize záměrů s cílem optimalizovat vyna-•

kládání zdrojů na nové projekty v době hospodářského po-

klesu. Je namístě posoudit a porovnat efekty jednotlivých

záměrů, např. zda je účelnější budovat obchvaty měst ne-

bo financovat zavedení elektronických vinět pro osobní au-

tomobily.

Důležitou oblast ve vazbě na chybějící finanční zdroje před-•

stavují projekty PPP, jako alternativní forma financování.

Není čas na další diskuse, je čas reálných kroků k realizaci

několika projektů PPP v dopravní infrastruktuře. Uplatně-

ní soukromých zdrojů závisí na legislativě, rychlosti a kva-

litě projektové přípravy a parametrizaci výběrového řízení

na koncesionáře.

Významnou determinantou současného systému financo-

vání dopravní infrastruktury je stav veřejných financí, odrá-

žející mimo jiné i dopady hospodářské krize. Právě investi-

ce do dopravní infrastruktury se však mohou stát žádou-

cím palivem do motoru ekonomiky. Z hlediska multiplikač-

ních efektů platí, že se státu do rozvoje dopravních cest in-

vestovat vyplatí.

Finanční prostředky vložené do dopravní infrastruktury se

dobře zhodnocují a mají vysokou návratnost. Pokud země

disponuje kvalitní sítí silnic, železnic, ale i možností vodní

dopravy, je mnohem přitažlivější nejen pro potenciální in-

vestory, ale i pro turisty. Navíc s růstem dopravy se zvyšuje

i ostatní spotřeba, rozvíjí se služby, vznikají další příležitosti

pro pracovní místa. Platí, že každý investovaný milion do in-

frastruktury stabilizuje tři až čtyři pracovní místa nejenom

ve stavebnictví, ale i v dalších oborech. To nemluvíme jen

o zaměstnancích stavebních firem, ale je to také o výrob-

cích stavebních hmot, dopravcích, obchodnících, ale třeba

i hospodských. Také platí, že z každého státem investova-

ného milionu se mu zpět vrátí v příjmech či jiných úsporách

více než 50 % investované částky, např. na daních z mezd



či zisků, nebo na dani z přidané hodnoty. Nezapomínejme

ani na odvody do sociálního a zdravotního systému. Příz-

nivý efekt dotváří také fakt, že stát nemusí vyplácet dávky,

které by musel vyplácet nezaměstnaným.

Základní propočty potřeb financování vykazují nutnost vy-

naložit na rozvoj dopravní infrastruktury do roku 2020 objem

finančních prostředků minimálně ve výši 1 biliónu Kč (bez

započtení inflace), tj. je třeba se vrátit k tezi minimálních roč-

ních zdrojů ve výši 100 mld. Kč. Přibližně 30 % tohoto ob-

jemu představují výdaje na údržbu již provozované dopravní

infrastruktury. Situaci je třeba řešit z pohledu krátkodobého

– do období překonání hospodářské krize a s ní spojeným

vývojem státního rozpočtu – a střednědobého, kdy zdroje

státního rozpočtu opět porostou a dopravní infrastruktura

z hlediska financování by se mohla k trajektorii 100 mld. Kč

ročně opět vrátit (období cca po roce 2015).

SHRNUTÍ

Jednoznačným cílem musí být stabilizace národních zdrojů

pro financování dopravní infrastruktury a v kontextu postup-

ného odčerpávání evropských prostředků zajištění podmí-

nek pro dlouhodobou udržitelnost systému financování. Je

třeba hledat optimální kombinaci řešení jak na straně zdro-

jů, tak na straně výdajů. Je nutné věnovat pozornost důsled-

né kontrole hospodárnosti vynakládaných finančních zdrojů

v celém procesu přípravy a realizace staveb. Vyšší efektivita

znamená více disponibilních zdrojů.

Stabilita financování dopravní infrastruktury je rovněž jed-

ním ze základních předpokladů pro tvorbu rozvojové strate-

gie stavebních firem a i v tomto kontextu (z makroekonomic-

kého i mikroekonomického posouzení) je třeba velmi váž-

ně zvážit důsledky poklesu zdrojů pro financování výstavby

a modernizace dopravní infrastruktury – vždyť vazbu na za-

městnanost ve stavebních firmách a kvalitu pracovní síly (za-

mezení odlivu vyškolené pracovní síly), stavební kapacity,

strojové vybavení a jeho technickou úroveň snad není tře-

ba více zdůrazňovat.

Ing. Pavel Švagr, CSc.

KONGRES fib 2010



Letos uběhly již čtyři roky od minulého kongresu fib 2006,

který se konal v Neapoli, a nastal čas pro další kongres fib

2010. Tentokrát byl uspořádán ve Washingtonu DC v USA.

Podobně, jako tomu bylo při symposiu fib v roce 2000, byl

kongres spojen s výroční konferencí americké organizace

PCI (Precast/Prestressed Concrete Institute).

Jednání se konala v novém konferenčním centru Gaylord

National Resort, které leží na jih od hlavního města na bře-

hu řeky Potomac. Zcela nová aglomerace National Harbor

(otevřená v roce 2008) obsahuje hotely, parkovací domy,

konferenční centrum a další objekty. Konferenční centrum

Gaylord je napojeno přímo na hotel a obsahuje mnoho sá-

lů v několika podlažích. Hotel má v půdorysu tvar U a vnitř-

ní atrium je zakryto prosklenou stěnou a skleněnou oblou-

kovou střechou (obr. 1). Atrium je klimatizovaným prostorem

se zdánlivým kontaktem s vnějším prostředím.

V tomto jistě atraktivním prostředí se sešlo přes dva tisíce

účastníků, kteří sledovali rozsáhlý program kongresu a vý-

roční konference PCI. Odborný program byl zahájen v so-

botu 29. května uvítáním v prostoru doprovodné výstavy.

Na výstavě bylo možno vidět přes devadesát stánků, naši

republiku reprezentovala firma Červenka Consulting.

Jednání kongresu předcházelo jednání Generálního shro-

máždění fib. Po dvou letech byly opět na programu volby

nového vedení a zejména prezidenta fib. Novým preziden-

tem fib na roky 2011 a 2012 byl zvolen profesor György

L. Balázs z Technické Univerzity v Budapešti, který je u nás

velmi znám, protože mimo jiné mnohokrát navštívil např. Be-

tonářské dny nebo Kongres CCC, pořádaný u nás v roce

2006.

Odborný program byl zahájen v neděli již od časných ran-

ních hodin. Na slavnostním zahájení promluvil prezident PCI

pan James G. Toscas a pak současný prezident fib profe-

sor Michael Fardis.

Dalším bodem programu bylo vyhlášení výsledků sou-

těže o vynikající betonové konstrukce organizované fib

ve čtyřletých intervalech. Ve dvou kategoriích (budovy a in-

ženýrské konstrukce) odborná porota v čele s panem H.

R. Ganzem vybírá stavby označené jako nominované, vyš-

ší ocenění je speciální (čestné) uznání a nejvyšším oceně-

ním je titul vynikající konstrukce. Nominaci získaly tři kon-

strukce z České republiky (obr. 4) – Budova Národní tech-

nické knihovny v Praze Dejvicích (Beton TKS 1, 2/2008,

6/2009, pozn. red.), Most přes Labe u Nymburka (Beton

TKS 4/2007, pozn. red.) a Most přes Odru a Antošovic-

Obr. 1 Atrium hotelu Gaylord ❚ Fig. 1 Atrium of the Gaylord hotel

Obr. 2 Lávka přes Svratku v Brně ❚ Fig. 2 Pedestrian

Bridge over the Svratka river in Brno

Obr. 3 Udělení Freyssinetovy medaile Prof. Stráskému

❚ Fig. 3 Prof. J. Stráský receiving Freyssinet Medal

Obr. 4 Nominované konstrukce, a) butova NTK, b) most přes Labe

u Nymburka, c) most přes Odru a Antošovické jezero ❚

Fig. 4 Nominated structures, a) building of National Library of

Technology, b) bridge over the Labe river, c) bridge over the Odra river

1

2



ké jezero (Beton TKS 4/2008, pozn. red.). Mezi vynikající

konstrukce byla vybrána Lávka přes Svratku v Brně (obr.

2), kterou projektoval Prof. Stráský (Beton TKS 4/2008,

4/2009, pozn. red.). (Všechny vybrané konstrukce jsou po-

psány ve zvláštní publikaci rozesílané členům fib, další infor-

mace lze získat prostřednictvím ČBS, národní skupiny fib.)

Na kongresech se též uděluje mimořádné ocenění za vyni-

kající technický přínos k rozvoji konstrukčního betonu, které

patří k nejprestižnějším oceněním udělovaným fib – Freys-

sinetova medaile. Ve Washingtonu byla tato medaile uděle-

na profesoru Jiřímu Stráskému (obr. 3). K tomuto význam-

nému úspěchu i k získání nejvyššího ocenění za lávku přes

Svratku prof. J. Stráskému jménem svým i jménem redak-

ce srdečně blahopřeji.

Na kongresu bylo předneseno kolem pěti set příspěvků vy-

braných vědeckým výborem. Program byl rozdělen do os-

mi tematických sekcí, které probíhaly paralelně. Nejvíce ob-

sazené sekce pokrývala témata Vývoj a navrhování a Mos-

ty a dopravní stavby. Pozornost byla věnována i vysoce ak-

tuálním otázkám, jako je udržitelný rozvoj nebo vývoj beto-

nů velmi vysokých pevností (UHPC).

Zvláštní sekce se zabývala aktivitami fib, kde byla prezen-

tována první kompletní verze Model Codu 2010. Ten vyšel

již i tiskem v řadě publikací fib, jako Bulletin č. 55 a 56. Čle-

nové fib je mají k dispozici v rámci příspěvků, nečlenové je

mohou zakoupit přes internetové stránky fib (www.fib-in-

ternational.org).

Nedílnou součástí kongresu jsou i národní zprávy, v kte-

rých členské země představují své stavby realizované

od doby minulého kongresu. Bohužel, vzhledem k náklad-

nosti přípravy těchto publikací, rozvoji internetu a současné

ekonomické situaci, počet zpráv prezentovaných jednotlivý-

mi zeměmi klesá. Byly předloženy tradičně obsažné zprávy

z Itálie nebo Švýcarska. Bohužel nebyla sestavena němec-

ká zpráva, která v minulosti patřila k nejzajímavějším. Vyso-

ce kvalitní zprávu, co do obsahu i grafického zpracování,

za Česko připravil tým ČBS. Dále byly k dispozici např. zprá-

vy z Francie, Slovenska, Maďarska, Japonska a Indie.

Na kongresu bylo předneseno deset příspěvků z ČR pre-

zentujících, jak realizované mosty a inženýrské konstrukce,

tak i výsledky výzkumu. V závěrečné sekci pozval předseda

ČBS Ing. Kalný účastníky na sympozium fib 2011, které se

bude konat v červnu příštího roku v Praze.

Kongres jako obvykle shrnul výsledky dosažené za uply-

nulé čtyři roky. Zejména je patrné, že vývoj se ubírá směrem

aplikace nových materiálů a betonů mimořádných vlastnos-

tí. Též se prosazují netradiční technologie výstavby vedoucí

k jejímu zrychlení a zjednodušení. Zvláště na americké půdě

se výrazně prosazuje prefabrikace.

Je potěšitelné, že na kongresu bylo významně zastoupe-

no betonové stavitelství naší země. Počet staveb v soutě-

ži, jejich ocenění, Freyssinetova medaile pro prof. Stráské-

ho i příspěvky přijaté do odborného programu svědčí o tom,

že beton v ČR je na světové úrovni, a je proto nutné pod-

porovat výstavbu dalších betonových staveb, abychom ne-

ztratili krok v rychle se rozvíjejících technologiích betono-

vých konstrukcí.


3

4a

4b

4c


Milan Kalný, Václav Kvasnička, Pavel Němec,

Jan L. Vítek, Alexandr Tvrz, Robert Brož, Milan Špička

Most přes Oparenské údolí leží na dálnici D8 spojující Prahu a Drážďany

v malebné kopcovité krajině vulkanického původu, která je součástí

Chráněné krajinné oblasti České středohoří. Každý ze dvou téměř identic-

kých rovnoběžných mostů délky 275 m převádí dva jízdní pruhy dálnice.

Vzhledem k umístění mostu bylo nutné respektovat zvláštní požadavky

a omezení pro jeho výstavbu. Oblouk byl betonován letmo s dočasnými

závěsy a provizorními pylony. Rozpětí betonových oblouků 135 m je

druhé největší v České republice. Nádherná krajina v okolí mostu byla

jedním z důvodů pro volbu návrhu obloukového mostu. Cílem bylo posta-

vit konstrukci, která je elegantní, zapadá citlivě do krajiny, je trvanlivá

s minimálními nároky na údržbu a odpovídá požadavkům na dlouhodo-

bě udržitelný rozvoj. ❚ The Oparno arch bridge is situated on the D8

motorway from Prague to Dresden in a scenic hilly volcanic landscape in

the preserved natural area called “České středohoří”. Each of two parallel,

almost identical, 275 m long bridges supports two lanes of the motorway.

Due to its location, special requirements and limitations had to be met

during construction of the bridge. The arch was built using a cantilever

casting technology with temporary cable-stays and auxiliary pylons. The

span of concrete arches 135 m is the second longest one in the Czech

Republic. A beautiful countryside along the bridge was one of the reasons

why an arch bridge was chosen for erection. The aim was to build a

structure which is elegant, fits well into the landscape, is durable with low

maintenance costs and complies with the requirements on sustainability.

UMÍSTĚNÍ TRASY A VÝVOJ NÁVRHU MOSTU

Trasa dálnice D8 sleduje historický dopravní koridor podél ře-

ky Labe „Via Porta Bohemica – Cesta Českou bránou“. Tak-

to je označován vstup řeky Labe do skalnaté průrvy Českým

středohořím u Velkých Žernosek. Téměř svislé skalní stěny

jsou zde vysoké skoro 140 m a kaňonovité labské údolí se

odtud táhne až do Saska. Do této oblasti s intenzivním osíd-

lením již nešlo umístit moderní dálniční komunikaci.

Dálnice D8 je součástí IV. evropského multimodálního do-

pravního koridoru Berlín–Drážďany–Praha–Bratislava–Buda-

pešť–Sofie–Istanbul, který byl schválen Panevropskou kon-

ferencí v roce 1994. Kromě tranzitní role plní tato komunika-

ce i regionální úlohu – propojení ústecké, litoměřicko-lovo-

sické a středočeské aglomerace, proto by ani nebylo vhod-

né se od tradiční trasy příliš vzdálit. Posledním rozestavěným

úsekem dálnice je stavba 0805 Lovosice–Řehlovice dél-

ky 16,4 km přes citlivou Chráněnou krajinnou oblast České

středohoří, kde požadavky správy CHKO na minimální naru-

šení krajinného rázu byly při projektové přípravě rozhodující.

Po dokončení stavby 0805 vznikne ucelený dálniční tah

Praha–Ústí nad Labem–státní hranice. Automobily projedou

nově budovaným úsekem za deset minut v režimu optimál-

ního spalování pohonných hmot s minimálními emisemi, za-

tímco nyní se prodírají hustě obydlenou oblastí po nepře-

hledných úzkých silnicích někdy i hodinu. V Ústí nad Labem,

Lovosicích, Velemíně, Bořislavi a v dalších obcích si koneč-

ně oddechnou od tranzitní dopravy.

Most se nachází v III. zóně CHKO České středohoří. Most-

ním objektem přechází dálnice cennou lokalitu Oparenské-

ho údolí s Milešovským potokem, tratí ČD Lovosice-Řetenice

a polními cestami. Během výstavby nebylo možné provádět

stavební práce v údolí mezi strmým svahem na pravém břehu

Milešovského potoka a tratí ČD. Most je umístěn vysoko nad

údolím a je opatřen protihlukovými stěnami tak, aby ani během

provozu nedošlo k ovlivnění prostředí v Oparenském údolí.

Již v závazné dokumentaci pro územní rozhodnutí (DÚR)

(1996) byla pro přemostění Oparenského údolí zvolena

koncepce obloukového železobetonového mostu, zejmé-

na s ohledem na požadované velké rozpětí, vyloučení sta-

vební činnosti v údolí při výstavbě letmo, estetické působe-

ní a minimalizaci budoucí údržby. V DÚR se předpokládalo

rozpětí oblouku 146 m. Po předběžném geotechnickém prů-

zkumu ve fázi projektu pro stavební povolení (1998) bylo roz-

pětí zmenšeno na 135 m tak, aby se patky oblouku dostaly

do polohy, kde navětralé ruly jsou v dostupné hloubce. Dále

S T A V E B N Í K O N S T R U K C E ❚ S T R U C T U R E S

OBLOUKOVÝ MOST PŘES OPARENSKÉ ÚDOLÍ

❚ THE OPARNO VALLEY ARCH BRIDGE

1

2

9



bylo změněno konstrukční řešení navržené původně v DÚR,

místo dominantního komorového oblouku tloušťky 2,4 až

3,5 m s vylehčenou mostovkou byl navržen plnostěnný ob-

louk tloušťky 1,3 až 2,4 m spolupůsobící s nosnou konstruk-

cí a kloubově připojenými pilíři. Toto řešení pokládal projek-

tant za vyváženější, lehčí a jednodušší pro výstavbu. Byl zva-

žován i návrh přemostění s jedním obloukem a nosnou kon-

strukcí pro oba jízdní směry, ale zejména z provozních důvo-

dů bylo toto řešení zamítnuto.

Architektonické působení mostu bylo konzultováno a řeše-

no spolu s Prof. akad. arch. Petrem Keilem. Koncepce mostu

vychází ze zásady, že u dopravní stavby vyplývá architektura

mostu ze správně navržené konstrukce, která má optimalizo-

vaný tok vnitřních sil a celkový tvar harmonizující s okolím.

Kvůli zdržení způsobenému výkupem pozemků a projed-

náváním stavebního povolení mohla výstavba začít až v roce

2008. Během těchto deseti let se dále vyvinula technologie be-

tonových konstrukcí, a bylo proto možné optimalizovat původní

návrh mostu. Ve vzájemné spolupráci projektanta a zhotovitele

stavby bylo navrženo použití vyšší pevnostní třídy betonu pro

oblouk, mostovku i pilíře místo původně navržené třídy C30/37,

tento monoliticky prováděný beton byl v době zpracování do-

kumentace DSP a ZDS běžně dostupný v přijatelné vzdálenos-

ti od stavby. To vedlo k značným úsporám objemů betonu

a umožnilo navrhnout lehčí a trvanlivější konstrukce. Navržené

a realizované změny vedly k úspoře množství cementu, přispěly

k energetickým úsporám a redukci emisí kysličníku uhličitého.

Zvýšení třídy betonu pro nosné konstrukce a redukce

ploch průřezů má zejména následující výhody:

Snížení množství ukládaného betonu a snížení zátěže •

od těžké stavební dopravy v ekologicky citlivém prostoru

CHKO a v obcích ležících na přístupových trasách stavby.

Zvýšení kvality a trvanlivosti nosných konstrukcí.•

Doprava betonové směsi a rychlost ukládky do bedně-•

ní v jednotlivých postupových záběrech se zjednoduši-

la a zrychlila.

Vylehčení průřezu bylo provedeno ve střední části průře-•

zů tak, aby úprava měla minimální vliv na tuhost konstruk-

cí, vnější obrysy konstrukcí se nezměnily.

ZAKLÁDÁNÍ MOSTU A SANACE PODLOŽÍ

Patky oblouku

Patky oblouku, stejně jako všechny pilíře a opěry mostu jsou

založeny vysoko nad údolím, hladina podzemní vody zde ne-

Obr. 1 Vizualizace mostu ❚ Fig. 1 Visualization of the bridge

Obr. 2 Typický příčný řez ❚ Fig. 2 Typical cross section

Obr. 3 Schéma betonážního vozíku ❚ Fig. 3 Scheme of the form

traveller

Obr. 4 Výsuvná skruž ❚ Fig. 4 Movable scaffolding system

Obr. 5 Podélný řez mostu s pylony a dočasným zavěšením ❚

Fig. 5 Longitudinal section with pylons and temporary stays

3

5

4

1 0 B E T O N • t e c h n o l o g i e • k o n s t r u k c e • s a n a c e ❚ 4 / 2 0 1 0


byla zastižena. Geologické poměry jsou příznivé pro ploš-

né založení celého mostu v dostupné hloubce pod terénem,

kde jsou uloženy zvětralé a navětralé horniny skalního pod-

loží. Výstavba plošných základů probíhala ve stísněných po-

měrech s velkým sklonem svahů údolí. Patky oblouku se

zazubenou základovou spárou jsou založeny v úrovni 4 až

5 m pod terénem a umožňují zachycení značných vodorov-

ných sil. Při vypracování dokumentace pro stavební povolení

a zadání stavby nebylo možné provést standardní geotech-

nický průzkum v zalesněných svazích chráněného Oparen-

ského údolí pomocí vrtaných sond pod každým pilířem, prá-

ce by vyžadovaly vykácení části lesního porostu ve svazích

údolí a vybudování přístupových komunikací. Z těchto důvo-

dů byly sondy provedeny pouze v údolí potoka a za opěra-

mi mimo vlastní přemostění. Pod každou patkou oblouku by-

ly provedeny dvě kopané sondy do hloubky 3 až 3,6 m, kde

byla zastižena navětralá rula tř. R3, místy R2-R3. V zadáva-

cí dokumentaci byl uveden požadavek na provedení doplň-

kového geotechnického průzkumu základové spáry v místě

paty každého pilíře a patek oblouku. Pro obloukové mostní

konstrukce je spolehlivé založení rozsáhlých patek, do kte-

rých je vetknut obloukový pás, jednou z hlavních podmínek

pro návrh a spolehlivou funkci mostní konstrukce.

Po předání staveniště objednal zhotovitel podrobný IGP

a současně zahájil výkopové práce v místech pilířů. Na obou

stranách údolí se pod křídovým souvrstvím nacházely střed-

ně až silně rozpukané ruly v podstatně zvětralejším stavu, než

se očekávalo a horniny třídy R3 byly uloženy ve větších hloub-

kách. Projektant po doporučení geotechnického dozoru po-

žadoval dále uvedené staticky nutné úpravy zakládání, které

se díky operativnímu přístupu stavby i investora podařilo rea-

lizovat bez větších problémů. Pro patky oblouku na pražské

straně údolí bylo nutné zahloubit základovou spáru o cca

1 m, rozšířit základ konstrukcí z málo vyztuženého beto-

nu C25/30 na šířku 12 m a výpočtová únosnost podloží pod

plošným základem byla požadována min. 800 kPa. Na ústec-

ké straně údolí bylo nutné zahloubit základovou spáru o cca

2 m, rozšířit základ na šířku 14 m a požadovaná výpočtová

únosnost podloží byla min. 600 kPa. Pilíř P4 na pražské stra-

ně údolí byl posunut proti směru staničení o 2 m s tím, že dvě

sousední pole ve svahu byla zkrácena, takže délka mostu se

nezměnila. Úpravou rozpětí se minimalizovala kubatura beto-

nu C25/35 pod základem i příslušné výkopy. Větší rozsah za-

kládání v oblasti s velmi těsným záborem si vyžádal částeč-

ně zajištění stability výkopů ve sklonu 5 : 1 pomocí hřebíko-

vání a na ústecké straně údolí bylo nutné výkop po levé stra-

ně ve směru staničení pažit. Vzhledem k rozpukanosti pod-

loží a sklonu vrstev krystalinika byly dále základy P2, P3, P12

a P13 zajištěny pomocí sedmilanových horninových kotev,

které byly navrženy zejména pro kotvení zpětných závěsů při

výstavbě oblouku letmo. Horninové kotvy jsou chráněny pře-

depsaným způsobem proti korozi a min. 10 % z celkového

počtu je monitorováno osazenými dynamometry.

Sanace podloží pilíře P13

Při výkopových pracích v místě pilíře P13 byla v pískovco-

vém masivu v úrovni základové spáry zjištěna v levé a střed-

ní části základu široce rozevřená trhlina, která procházela ce-

nomanským pískovcovým souvrstvím až do níže uložených

rul opárenského krystalinika. Povrchová vrstva rulového elu-

via mocnosti do 0,5 m byla značně zkaolizovaná a tvoří více

stlačitelnou vrstvu mezi pískovci v nadloží a poměrně zdra-

vou rulou v podloží. Příčinou výskytu rozevřené trhliny byla

kombinace vyklonění pískovcového bloku o 100 až 200 mm

v důsledku rozvolnění skalního masivu v procesu zařezávání

Opárenského potoka do podloží a současně zatlačení uvol-

něného bloku do relativně stlačitelného eluvia rovněž o cca

100 mm. Tento nález byl potvrzen experty z České geolo-

gické služby. Kromě této rozevřené trhliny se v pískovco-

vém masivu nachází celkem pravidelná síť podélných a příč-

ných trhlin. V souladu s doporučením geologických exper-

tů navrhl projektant sanaci a technickou stabilizaci pískovco-

vé vrstvy. Stabilizace byla nutná jednak pro spolehlivé zajiš-

tění základu P13, kde během výstavby oblouku jsou kotveny

značné tahové šikmé síly, a dále pro trvalé zajištění pilíře P13

ve strmém svahu proti případnému sedání nebo pootočení

za provozu dálnice. Při sanaci bylo postupováno následují-

cím způsobem:

Horní část trhliny se zabetonovala betonem C25/30.•

V trhlině se provedly po cca 4 m svislé a šikmé vrty •

∅ 90 mm až do vrstvy rul. Spodní část trhliny byla zainjek-

tována cementovou směsí.

Vybetonovala se horní vrstva konstrukčního betonu pod •

základy.

Ve svahu před skalním blokem se odtěžila lavice, ze kte-•

ré se provedlo deset sub-horizontálních vrtů pro injektáž

skalního masivu cementovou směsí do hloubky 9 m.

Provedlo se devět vrtů pro trvalé 7lanové horninové kotvy •

DSI pod úhlem 45° délky min. 17 m, z toho kořen v rule měl

délku min. 6 m. Kotvy byly tlakově injektovány v plné délce

a zároveň tak plní funkci injektážních vrtů.

U vrtů byly vybudovány železobetonové podkotevní bloky •

a kotvy byly napnuty silou 930 kN.

Při sanačních pracích a napínání kotev byly monitorovány •

deformace s přesností 1 mm.

Obr. 6 Betonáž oblouku s vozíkem ❚ Fig. 6 Arch casting on the

form traveller

Obr. 7 Postup výstavby letmou betonáží ❚ Fig. 7 Progressing

cantilever construction

Obr. 8 Uzavřený první oblouk ❚ Fig. 8 First arch closed

Obr. 9 Betonáž druhého oblouku s vozíkem ❚ Fig. 9 Second arch

casting on the form traveller

Obr. 10 Noční pohled na stavbu ❚ Fig. 10 Site night view

6

1 1



VÝSTAVBA NOSNÉ KONSTRUKCE

Výstavba mostu probíhala ve zvláštních podmínkách. Most je

umístěn v chráněné krajinné oblasti, což výrazně omezova-

lo možnosti pohybu a činností na staveništi. Nebylo povoleno

vstupovat ani jinak zasahovat do údolí mezi patkami oblouku.

Tím byla výrazně ovlivněna technologie výstavby mostu. Vznikla

tak dvě nezávislá pracoviště na obou stranách údolí, odkud byl

most postupně budován. Protože se oblouk mostu musel zatě-

žovat přibližně symetricky, bylo nutné mít veškeré technické vy-

bavení pro výstavbu mostu dvakrát na obou pracovištích.

Prostor pro stavební činnost byl velmi omezen i ve směru

šířky mostu. Zábory měly pouze minimální šířku odpovídají-

cí šířce mostní konstrukce. Tím bylo např. znemožněno po-

stavit jeřáby vedle mostu, musely být umístěny mezi mosty.

To vyžadovalo ponechat do jejich demontáže v určitém úse-

ku nedobetonované konzoly mostu, protože do mezery me-

zi mosty by se věže jeřábů nevešly. Všechny tyto skutečnosti

vedly k mimořádným nárokům na realizaci mostu s dopadem

i do nákladů na výstavbu.

Výstavba probíhala v následujícím pořadí. Po vybudování zá-

kladů všech pilířů a patek oblouku se přistoupilo k betonáži

pilířů mimo oblouk a části opěr. Pak byla zahájena betonáž

oblouku a současně se betonovala tři krajní pole mostu, kte-

rá nejsou nad obloukem. Zhotovení krajních polí bylo podmín-

kou pro instalaci dočasných pylonů, které sloužily k vyvěšo-

vání oblouku. Po dokončení oblouku a zabetonování vrcho-

lové spáry se vybetonovaly pilíře na oblouku. Bylo možné též

demontovat dočasné pylony a pomocí posuvné skruže do-

končit pole mostu nad obloukem.

V zájmu urychlení výstavby byly činnosti na jednotlivých

mostech kombinovány. Oblouky byly betonovány po so-

bě, avšak výsuvné skruže, které byly na staveništi dvě,

se po vybetonování krajních polí prvního mostu přesunuly

na most druhý, aby se s jejich pomocí vybetonovala též kraj-

ní pole a pak se přesunuly opět na první most k betonáži polí

nad obloukem. Nakonec se s jejich pomocí betonovala po-

le nad obloukem u druhého mostu. Snaha urychlit výstavbu

byla aktuální v roce 2008 a 2009, kdy se čekalo, že budou

otevřena další staveniště na D8. Bohužel stavba některých

částí dálnice nebyla ještě ani v roce 2010 zahájena a zatím

není známo, kdy bude dále pokračovat.

7

8

9

10



Pilíře a opěry

Opěry mostu jsou navrženy jako masivní s přístupem k ložis-

kům z prostoru před lícem opěry a s možností kontroly most-

ních závěrů zespoda. Součástí opěr jsou zavěšená křídla.

Z estetických důvodů je přední líc opěry zaoblen a částečně

obložen kamenným obkladem z křemenného porfyru z míst-

ních lomů. Ze stejného materiálu budou provedeny obklady

svahu pod mostem a části schodiště vedle křídel opěr.

Samostatné pilíře ve svazích údolí a pilíře nad obloukem jsou

navrženy jako stěnové plného průřezu. Každý pilíř má opsaný

půdorysný rozměr 5,5 x 1,1 m (0,8 m nad obloukem) se zko-

sením stěn k vnějším hranám a prolomením ve střední části.

Prostupy nad obloukem umožňují prohlídky a údržbu, prostu-

py pod mostovkou prosvětlují konstrukci při šikmých pohle-

dech a také usnadňují budoucí údržbu. Na opěrách a na kraj-

ních pilířích jsou instalována hrncová ložiska, na ostatních pilí-

řích je mostovka připojena k pilířům klouby. Výška pilířů je pro-

měnná v rozsahu od 10 až do 31 m podle úrovně terénu pod

mostem, pilíře nad obloukem mají výšku do 17 m. Pilíře byly

betonovány do bednění o výšce záběru 3,6 m.

Bednění, dodané firmou Peri, bylo opatřeno hydraulickým

posuvem, který umožnil samošplhací funkci bez nutnos-

ti přestavovat bednění pomocí jeřábu. Systém se osvěd-

čil a bylo dosaženo vysoké kvality povrchu pilířů s otiskem

hoblovaných palubek.

Oblouk mostu

Železobetonový dvoutrámový oblouk tloušťky 1,3 až 2,4 m,

šířky 7 m se skloněnými boky z betonu C45/55 je hlav-

ním nosným prvkem mostu. Osa oblouku a osa všech pilí-

řů na oblouku je přímá, směrové zakřivení mostu je dosaže-

no proměnným odsunem osy mostovky o cca ± 0,35 m. Ob-

louk byl betonován letmo po lamelách (segmentech) délky až

5,6 m. Délka segmentů byla stanovena optimalizací rychlos-

ti výstavby a tíhy jednotlivých segmentů.

Oblouk je značně vyztužen, v dolní části profily až 40 mm,

proto i montáži výztuže byla věnována velká pozornost

a délka prutů výztuže ovlivňovala též rozhodování o délkách

segmentů. Výztuž jednotlivých lamel se dle požadavku zho-

tovitele stykovala přesahem, v jednom řezu bylo stykováno

vždy 50 % betonářské výztuže.

První dva segmenty u patek byly betonovány na pevné

skruži, další pak pomocí betonážního vozíku. Od druhého

segmentu se začalo s vyvěšováním. Po každé betonáži se

prováděl přesun vozíku a jeho přesné nastavení dle namě-

řených hodnot průhybů, které sloužily pro stanovení nadvý-

šení pro další segment. Po betonáži posledního segmentu

vznikla ve vrcholu oblouku mezi oběma obloukovými konzo-

lami mezera o šířce 1,5 m. Před jejím zabetonováním a uza-

vřením oblouku bylo nutné obě konzoly rektifikovat. K tomu

se využilo závěsů. Přesné měření sil v závěsech a deforma-

cí oblouku umožnilo optimální nastavení konstrukce tak, aby

do ní nebyla vnesena nežádoucí napětí. Po uzavření oblou-

ku bylo možné odstranit závěsy na dočasném pylonu, avšak

bylo nutné ponechat závěsy v dolních částech oblouku kot-

vené na definitivních pilířích, které zajišťovaly stabilitu oblou-

ku při zatěžování skruží pro betonáž desky mostu.

Výstavba oblouku přinesla řadu technologických problé-

mů, které bylo nutné řešit před zahájením výstavby. Průřez

oblouku i po úpravách vedoucích k jeho značnému vyleh-

čení stále představuje masivní betonový průřez. V dolní čás-

ti mají oblouková žebra průřez o rozměrech cca 2,1 x 2,4 m.

Je navržen z betonu třídy C45/55. Z organizačních důvodů

bylo nutné použít beton vyrobený z jemně mletých cemen-

tů, který vyvíjel značné hydratační teplo.

Byla provedena řada zkoušek s cílem ověřit, zda existuje

nebezpečí, že by teploty v betonu oblouku byly příliš vysoké,

zejména při letních betonážích. První zkouška byla realizová-

na na modelu části oblouku v měřítku 1 : 1. Teploty přesa-

hovaly 75 °C, proto došlo nejprve k úpravám betonové směsi

a pokusům ovlivnit teplotu složek přímo na betonárně. Uká-

zalo se, že úpravou směsi se teploty betonu sníží jen nepatr-

ně a že chlazení složek, zejména kameniva na betonárně, je

nereálné. Proto se hledal jiný způsob, jak teploty snížit. Použití

dusíku k chlazení směsi nebylo v tomto případě ekonomické,

proto se vyvíjel způsob, jak snížit teplotu betonu v konstruk-

ci. Nakonec se přistoupilo k chlazení betonu vodou vedenou

v trubkách uvnitř jednotlivých segmentů oblouku.

Bylo nutno řešit otázky typu kolik trubek, jak daleko od se-

be, kolik vody, jak teplé a jak velká zásoba chladicího média

bude třeba. Z toho plynuly další otázky, kde opatřit led nebo

je-li možné brát vodu z potoka pod mostem. Byly provedeny

numerické analýzy s cílem stanovit množství tepla v beto-

nu, které je nutné odebrat. Na základě odzkoušení cemen-

tu bylo stanoveno množství tepla a dále množství vody, kte-

ré bude potřeba. Na základě těchto výpočtů byla stanove-

11

1 3



na velikost nádrže pro led s vodou, který byl pak používán.

Výpočty a experimenty byly realizovány ve spolupráci

s VUT v Brně a ČVUT v Praze. Realizační tým pak navrhl

zařízení k chlazení. Technicky náročné, ale rozměrově ma-

lé zařízení umožňuje řízení teploty chladicí vody i řízení prů-

toku chladicími trubkami. Funkčnost zařízení byla ověřena

na modelu části oblouku.

Výsledky experimentu potvrdily funkčnost zařízení a sní-

žení teploty betonu cca o 10 až 12 °C, což znamenalo, že

nejvyšší teploty v průřezu v letních měsících nepřesahova-

ly 65 °C. Na základě dalších vyhodnocení se ještě upravily

polohy chladicích trubek v průřezu. Tající led ve vodě, kte-

rý tvořil chladicí médium, se nakonec dovážel z nedalekých

mrazíren, neboť tato varianta se ukázala jako nejekonomič-

tější. Systém chlazení se spouštěl cca 5 h po zahájení beto-

náže a byl v chodu přibližně 42 h.

Dalším z problémů, které bylo nutno sledovat, byla úspěš-

nost zhutnění oblouku v dolních částech, kde sklon hor-

ní plochy byl velký. Experiment používaný pro měření tep-

lot v betonu byl využit i k ověření technologie hutnění beto-

nu ve skloněných částech oblouku a k vyhodnocení dosa-

žené kvality povrchu. První pokusy nebyly úspěšné, a teprve

na dalších tělesech se doladila jak konzistence betonu, tak

způsob hutnění povrchové vrstvy a způsob bednění.

Při realizaci mostu již tyto technologie byly připraveny

a kvalita díla je proto velmi dobrá. Horní bednění se použí-

valo pro segmenty oblouku až do doby než sklon povrchu

dosáhl cca 20° (devátý segment ze čtrnácti). Pak již bylo

možné použít beton hustší konzistence a horní bednění vy-

nechat. Po zapracování se dařilo betonovat jeden segment

mostu za týden, z toho tři dny bylo nutné čekat, než beton

dosáhne požadované pevnosti (70 % 28denní pevnosti) nut-

né pro přesun vozíku.

Pro betonáž oblouku byl vyvinut speciální zcela nový be-

tonážní vozík. Ve spolupráci firem Peri a Strukturas bylo vy-

tvořeno složité zařízení, které s minimem požadavků splňo-

valo potřeby stavby. Hlavním nosným prvkem vozíku jsou

dva podélné nosníky umístěné vedle betonovaného ob-

louku. Ty jsou zavěšeny na dvou příčných nosnících ukot-

vených do již hotové části oblouku. Na hlavních nosnících

je zavěšeno bednění a plošina pro montáž výztuže, která

slouží pro podporu výztuže přesahující do dalšího segmen-

tu. Po vybetonování segmentu se zadní příčník přesune je-

řábem do přední polohy na novém segmentu a vozík se sa-

močinně pomocí vlastní hydrauliky přesune do nové beto-

nážní polohy. Na hlavních nosnících jsou dále umístěny lávky

umožňující demontáž bednění mezi žebry oblouku a ošetřo-

vání betonu po odsunutí vozíku do nové polohy.

Pylony a závěsy

K vyvěšování mostu byly použity pylony postavené na pilířích

založených na patkách oblouku. Nejprve se zvažovalo pou-

žití ocelových pylonů, které se na první pohled zdají jako nej-

jednodušší řešení. Brzy se ukázalo, že ocelové pylony mají

relativně malou tuhost a dále vyžadují mnoho atypických de-

tailů v místě ukotvení závěsů. Proto se přistoupilo k variantě

betonových pylonů. Jsou tuhé a relativně levné. Rozebírání

pak bylo usnadněno přípravou spár, kde byly pylony děleny

na bloky a postupně demontovány za použití věžových jeřá-

bů trvale instalovaných na stavbě.

Provizorní závěsy (materiál, instalace, aktivace, rektifikace,

deaktivace) byly předmětem dodávky firmy Doprastav, a. s.

Byl použit certifikovaný kotevní systém DSI se závěsy z lan

Ø15,7 mm 1570/1770 MPa jmenovité plochy 150 mm2 s vel-

mi nízkou relaxací. Jednotlivá lana byla opatřena protikorozní

ochranou PE povlakem bílé barvy pro snížení vlivu sluneční-

ho osvitu na teplotu závěsů. Lamela 2 až 13 byla vyvěšová-

na dvěma závěsy. Závěsy lamel 2 až 6 byly na svém horním

konci kotveny do pilíře 4 resp. 11. Závěsy lamel 7 až 13 by-

ly na horním konci kotveny do provizorního pylonu stojícího

na povrchu nosné konstrukce nad pilířem 4 resp. 11.

Pro vyrovnání účinku závěsů lamel na pilíř resp. pylon jsou

současně se závěsy lamel aktivovány zpětné závěsy, které

jsou kotvené v základech pilířů P2, P3, P12 a P13. Na dol-

ní straně provizorních závěsů jsou mrtvé zabetonované kot-

vy s krátkými úseky závěsů vyčnívajícími nad povrch lame-

ly nebo základu, závěsy se spojkují jednolanovými spojkami.

Na horní straně závěsů jsou speciálně upravené kotvy, z to-

hoto místa se závěsy aktivují a podle potřeby i rektifikují. Po-

stup výstavby má 152 etap, pro které je prováděn výpočet

nastavení tvaru a zpravidla je požadována i zpětná kontrola.

Deska mostovky

Podélně předpjatá desková mostovka má konstantní tloušť-

ku a dvě podélná žebra o výšce 1,2 m. Příčný spád obou

mostů je pravostranný 2,5 %, u ústecké opěry se zvětšuje až

na 3,5 %. Šířka mostovky je 14,3 m. Spodní deska průřezu je

široká 7 m, vyložení konzol mostovky činí 3,5 m. Jsou navrže-

ny povrchové těsněné lamelové mostní závěry s úpravou pro

snížení vlivů dynamických účinků a emise hluku.

Existuje více variant pro výstavbu desky mostovky, které

byly postupně zvažovány, než se dospělo k finálnímu reali-

zovanému řešení.

Pro vlastní betonáž by byla ideální skruž se spodní nos-

nou konstrukcí, která má shora otevřený prostor a umožňu-

je snadnou montáž výztuže, předpínacích kabelů i betonáž.

Taková skruž může být pevná nebo posuvná. Pevná skruž

se ukázala jako nevýhodná, protože její výška je značná

a materiálu by bylo příliš mnoho. Posuvná skruž s dolní nos-

nou konstrukcí by byla vhodná v krajních polích, avšak nad

obloukem se nehodí, neboť se nemůže kvůli oblouku dostat

až do středu mostu.

Dále byla zvažována varianta poloprefabrikované desky, kdy

by se na podpory instalovaly prefabrikované nosníky, které

by tvořily bednění pro žebra a zároveň podpory pro bednění

konzol a střední desky mezi podélnými žebry.

Obr. 11 Poslední záběry nosné konstrukce na symetricky umístěných

skružích ❚ Fig. 11 Last phases of the superstructure on

symmetrically located MSS

Obr. 12 Stav mostu v březnu 2010 ❚ Fig. 12 Progress on the site

in March 2010

12



Nakonec se jako nejefektivnější pro výstavbu použila po-

suvná skruž s horní nosnou konstrukcí. Tato skruž má ne-

výhody v tom, že závěsy bednění na horní nosné konstruk-

ci skruže překážejí při instalaci výztuže a předpětí. Dále má

nevýhody v tom, že je třeba vytvořit podporu na následují-

cím pilíři, která je buď integrovaná do konstrukce, např. jako

prefabrikovaná část podporového ztužidla, nebo je ocelová

a bude pak přenesena na další podporu.

V případě mostu Oparno byla zvolena varianta ocelové

stoličky instalované na pilíři a pomocí předpínacích tyčí při-

pnuté do hlavy pilíře. Po vybetonování konstrukce byla sto-

lička demontována a vzniklé otvory zabetonovány. Hlav-

ní výhodou byla možnost dojet se skruží až do polohy nad

střed oblouku a tak zabetonovat celou desku mostu pomo-

cí jednoho zařízení.

Skruže byly na stavbě dvě (na levé a pravé části mostu),

aby byl zajištěn postup podle harmonogramu a symetric-

ká betonáž desky nad obloukem, která nepřetěžuje ob-

louk. Obě posuvné skruže byly vyrobeny z inventárních dí-

lů firmy Peri s výjimkou hlavních nosníků, které musely být

vyrobeny individuálně. Po vrácení inventárních částí zpět,

budou moci být hlavní nosníky dále využity dle potřeb do-

davatele.

V době přípravy článku (červen 2010) došlo k situaci, kdy

další stavba dálnice D8 je zastavena. Metrostav má dokon-

čeny hlavní konstrukce obou mostů. Předpokládá se, že bu-

dou ještě postaveny alespoň římsy mostu, aby hlavní staveb-

ní části obou mostů byly dokončeny. Pak bude most zakon-

zervován a bude se čekat, až nastanou legislativní podmínky

příznivější k dokončení mostu i celého dálničního úseku.

GEODETICKÁ MĚŘENÍ A MONITORING

Návrh a zejména statický výpočet obloukového mostu byl

s ohledem na náročný postup výstavby velmi rozsáhlý a slo-

žitý. Projektanti přitom využívali nejmodernější výpočetní

techniku se specializovanými programy TDV a LUSAS a na-

vrhli subtilní konstrukci s efektivně využitými průřezy a s op-

timalizovanými rezervami únosnosti.

Pro provedení výpočtů a tvorbu modelů se vycházelo z řa-

dy předpokladů a konkrétních podmínek, jejichž dodrže-

ní má zásadní vliv na shodu mezi výpočetními hodnotami

a skutečným chováním konstrukce. Odchylky reálného cho-

vání konstrukce od předpokladů mohou být způsobeny řa-

dou vlivů: nepřesnosti předpokladů statického výpočtu, vliv

teplotních změn, vlivy smrštění a dotvarování či odchylky

geometrické přesnosti, odchylky od předepsaných techno-

logických postupů a předpisů, odchylky skutečně dosaže-

né kvality materiálů apod.

Výstavba typické lamely probíhala v opakovaném cyklu, při

němž se prováděla geodetická měření. Jejich výsledky byly

zapisovány do projektantem připravených formulářů a zasí-

lány zpět k vyhodnocení. Typický cyklus měření při výstav-

bě jedné lamely je následující: nastavení vozíku pro betonáž

následující lamely, měření po její betonáži, měření po aktiva-

ci závěsů a měření po vysunutí vozíků.

Všechna geodetická měření a nastavování se prováděla

pokud možno v časných ranních hodinách, s cílem elimino-

vat vliv teplotních výkyvů, oslunění oblouku a závěsů na geo-

metrii oblouku. Vliv teplotních změn byl značný, výškové de-

formace od oslunění/ochlazení se pohybovaly v hodnotách

až kolem ±80 mm. Současně s měřením po betonáži lamel

4, 7, 10 a 13 jsou kontrolně měřeny i síly v horninových kot-

vách pod pilíři P2, P3, P12 a P13, které byly vybavené dy-

namometry.

14

13

1 54 / 2 0 1 0 ❚ t e c h n o l o g i e • k o n s t r u k c e • s a n a c e • B E T O N

Pro možnost průběžného monitorování chování konstruk-

ce bylo navrženo diagnostické sledování formou tenzome-

trického měření poměrných deformací, sledování průběhu

teplotních polí v jednotlivých průřezech a geodetického mě-

ření skutečných tvarů konstrukce v jednotlivých etapách.

U levého mostu, který se začal stavět jako první, je provádě-

no podrobné sledování konstrukce oblouku ve třinácti prů-

řezech. Kromě patního a vrcholového průřezu jsou sledová-

ny i průřezy pod podporovými stěnami mostovky a průřezy

mezilehlé. U pravého mostu je prováděno pouze kontrolní

srovnávací měření v redukovaném rozsahu.

Pro měření poměrných deformací bylo použito osmdesát

vibračních strunových tenzometrů s čidly pro sledování tep-

loty, v každém měřeném řezu byly rozmístěny čtyři. V refe-

renčním řezu levého mostu byla též osazena souprava pro

dlouhodobé sledování teplotního namáhání průřezů oblouku

a mostovky. Měřící souprava provádí ve zvoleném interva-

lu prostřednictvím datalogeru záznamy dat, které 1x denně

předává dálkově pomocí integrovaného GSM komunikační

zařízení na zvolenou adresu ŘSD.

Naměřené hodnoty poměrných deformací a teplot jsou

spolu s geodetickým monitorováním tvaru konstrukce jed-

ním z podkladů pro průběžné geometrické korekce v prů-

běhu výstavby a pro vyhodnocování průběžného namáhá-

ní jednotlivých průřezů. Nainstalovaná měřící sestava bu-

de rovněž sloužit ke sledování napětí při zatěžovací zkoušce

mostu. Z dlouhodobého hlediska může poskytnout cenné

údaje o změnách chování obloukové konstrukce v souvis-

losti se smrštěním a dotvarováním betonu.

ZÁVĚR

Most přes Oparenské údolí je moderní most s omezeným

počtem detailů vyžadujících údržbu. Postup výstavby mostu

byl vyvinut tak, aby jeho realizace v minimální míře rušila klid

chráněné krajinné oblasti. Zvláštní pozornost byla věnová-

na trvanlivosti mostu a redukci množství použitých materiá-

lů. Aplikace betonu vyšší pevnosti vedla k snížení vlastní tíhy

mostu a následně i k úspoře betonářské výztuže.

Výstavba mostu přes Oparenské údolí nebyla jednoduchá.

Obloukový most je sám o sobě z hlediska výstavby složi-

tější než rámové konstrukce nebo spojité nosníky. Jak ply-

ne z článku, při výstavbě byly použity technologie letmé be-

tonáže a technologie betonáže na posuvné skruži. Z toho

se dá odhadovat, že kdyby např. místo oblouku byl navržen

rámový letmo betonovaný most, byla by konstrukce patrně

levnější, už z důvodu aplikace pouze jedné technologie. Za-

dání objednatele však bylo jednoznačné a vybraná varianta

byla podmínkou pro povolení tohoto úseku dálnice.

Na druhé straně, porovnáme-li náklady na čtvereční me-

tr mostu s některými jinými mosty stavěnými v ČR, jsou až

překvapivě nízké. Most je v exponované oblasti a oblouko-

vá konstrukce se rozhodně do dané lokality hodí. Obloukové

mosty patří mezi tradiční klasické konstrukce, avšak v tom-

to případě byly využity nové materiály s vyššími parametry,

konstrukce byla vylehčena a i výstavba byla realizována mo-

derními a levnějšími metodami, než dříve postavené oblou-

kové konstrukce u nás, a proto ji lze považovat za moderní

a pokrokovou. Projekční i realizační tým je přesvědčen, že

se podařilo postavit elegantní, estetickou, staticky správnou

a trvanlivou konstrukci s využitím možností, které součas-

ný stav vědy a techniky nabízí, a věří, že po dokončení bude

úspěšně sloužit veřejnosti po dlouhou dobu.

Hlavní účastníci výstavby

Investor Ředitelství silnic a dálnic České republiky

Projektant mostu Pontex, s. r. o.

Dodavatel stavby Metrostav, a. s., Divize 5, Praha

Tabulka spotřeb materiálů

Materiál Celkem Na 1 m2

Beton (celkem) [m3] 16 686 2,025

Beton C35/45 (mostovka) [m3] 5 164,4 0,627

Beton C45/55 (oblouky) [m3] 2 563,2 0,311

Beton C35/45 (pilíře) [m3] 1 996,1 0,242

Beton (základy a opěry) [m3] 6 962,3 0,845

Betonářská výztuž 2 272,6 t 276 kg

Předpínací výztuž 159,3 t 19,3 kg

Provizorní závěsy 156,5 t 19 kg

Cena celkem (bez DPH a valorizace) [Kč] 401,4 mil. 48,7 tis.

Ing. Milan Kalný


Ing. Václav Kvasnička


Ing. Pavel Němec


všichni: Pontex, s. r. o.

Bezová 1658, 147 14 Praha 4

tel.: 244 462 231, 244 062 243



Bc. Alexandr Tvrz


Ing. Robert Brož, Ph.D.


Milan Špička


všichni: Metrostav, a. s.

Koželužská 2246, 180 00 Praha 8

tel.: 266 709 317

Obr. 13,14 Dokončené nosné konstrukce v červnu 2010

❚ Fig. 13,14 Completed superstructures in June 2010

Obr. 15 Most nad nedotčeným údolím ❚ Fig. 15 The bridge over

intact valley

15


Ivan Batal, Luboš Lobík

Článek informuje o zahájení výstavby velkých

betonových mostních objektů na druhém

úseku projektu PPP rychlostní komunikace R1

na Slovensku. Výběr konstrukcí ovlivnily hlavně

technologické možnosti v souladu s danými

požadavky přemostění. ❚ The article informs

about the construction start of great concrete

bridge structures at the second part of the

PPP project of the highway R1 in Slovakia.

Selection of structures was influenced by

technological possibilities in accordance with

existing requirements of the overbridge.

V současné době se české stavební

firmy zúčastňují výstavby druhé stav-

by pozemní komunikace, která je bu-

dována systémem PPP (Public – Pri-

vate – Partnership, tedy partnerství ve-

řejného a soukromého sektoru). Náro-

ky jsou ještě zvýšeny tím, že se jedná

o zahraniční projekt. Jde o stavbu slo-

venské rychlostní komunikace R1, a to

ve třech úsecích:

Nitra západ–Selenec•

Selenec–Beladice•

Beladice–Tekovské Nemce •

Jako 4. úsek je k projektu připojena

stavba Banská Bystrica – severní ob-

chvat.

S ohledem na charakter projektu je

i jiné rozložení hlavních partnerů vý-

stavby (tab. 1). Není předmětem člán-

ku popisovat strukturu PPP projek-

tů, z uvedeného seznamu odborníko-

vi však vyplyne základní organizace

předmětného projektu.

Skupinu mostů na 2. a 4. stavbě rea-

lizuje v subdodávce firma Stavby mos-

tov Slovakia, a. s., dceřiná firma české

mostařské firmy SMP CZ, a. s.

Výstavba projektu byla zaháje-

na na podzim roku 2009 a ukonče-

ní je stanoveno na podzim roku 2011.

V současnosti probíhá na velkých

mostech 2. stavby, o kterých informu-

je článek, výstavba prvních polí nos-

ných konstrukcí. Předpětí je realizová-

no lanovým systémem DSI Dywidag

firmou SM 7, a. s., organizační složka,

Slovensko.

Jedná se o čtyři mosty na R1:

SO202 – most přes údolí s polní ces-•

tou v km 1,586,

SO203 – most přes údolí s ces-•

tou III/06434, potokem Kadaň a polní

cestou v km 3,334,

SO204 – most přes údolí s cestou •

III/0655 a polní cestou v km 4,789,

SO212 – most přes cestu I/65, Če-•

rešňový potok a polní cestu v km

15,850.

VOLBA KONSTRUKCÍ

Začátek projektu probíhal hlavně vý-

běrem dodavatelů jednotlivých most-

ních objektů a byly upřesňovány tech-

nologie výstavby jednotlivých mostů.

Bylo třeba zvážit požadavky zadání,

termín a lhůtu výstavby a zvláště tech-

nologické možnosti nejen u přímého

dodavatele mostu, ale i u dalších do-

davatelů mostních technologií. S ohle-

dem na lhůtu výstavby bylo nutné vy-

brat pro každou nosnou konstrukci

technologie odpovídající zadání, ka-

pacitám a volnosti příslušných výrob-

ních a strojních prostředků. Mimo sta-

bilní skruže, které se využívají hlavně

pro menší mosty, byly využity následu-

jící technologie:

Most 202 – • výsuvná skruž Staveb

mostov Slovakia pro konstrukci příč-

ného řezu TT realizovanou monoli-

ticky;

Most 203 – • segmentová technolo-

gie s příčně dělenými komorovými

dílci, které se vyrábí ve výrobně most-

ních dílců na divizi D 3, SMP CZ, a. s.,

v Brandýse nad Labem a jsou mon-

tované zavážecím souborem z fir-

my Doprastav, a. s., pro pravý most

a zavážecím souborem z SMP CZ,

a. s., pro levý most (obr. 1 a 2);

Most 204 – • spřažená konstruk-

ce podélných prefabrikátů spřaže-

ných s monolitickou deskou, vyrá-

Tab. 1 Rozložení hlavních partnerů výstavby

projektu PPP rychlostní komunikace R1

na Slovensku ❚ Tab. 1 Main partners of

the PPP Motorway R1 project in Slovakia –

scheme of relations

Veřejný

obstaravatel

Ministerstvo dopravy, pôšt

a telekomunikacií Slovenskej

republiky

Koncesionář Granvia, a. s.

Nezávislý dozor Arcadis Geotechnika, a. s.

Kontrolor SHP Checking & FAST VUT v Brně

Generální

dodavatelGranvia Construction, s. r. o.

Hlavní geodet

stavbyGeodeticca 3D Works, s. r. o.

Generální

projektantDopravoprojekt Bratislava, a. s.

1

BETONOVÉ MOSTY NA 2. STAVBĚ RYCHLOSTNÍ KOMUNIKACE

R1 SELENEC-BELADICE ❚ CONCRETE BRIDGES AT THE 2ND

PROJECT OF THE HIGHWAY R1 SELENEC-BELADICE


1 7



běných a montovaných firmou ZIPP

Bratislava, s. r. o., nosníky a příční-

ky budou montovány mobilními jeřá-

by (obr. 3 a 4);

Most 212 –• spřažená konstrukce

podélných prefabrikátů spřažených

s monolitickou deskou, vyráběných

a montovaných firmou Doprastav,

a. s., Závod Prefa, nosníky a příčníky

budou montovány mobilními jeřáby.

Z výčtu plyne, že výběr mostních

technologií byl náročný. Uvážíme-li ješ-

tě přísná cenová a termínová hlediska,

tak byl velmi náročný.

ZAKLÁDÁNÍ A SPODNÍ STAVBY

Vzhledem ke geologickým podmínkám

jsou mosty vesměs založeny na pilo-

tách. V úvodu byly posouzeny vrtané

piloty profilu 900 a 1 200 mm. S ohle-

dem na rozhodující význam přípust-

ných sedání vyšel cenově výhodněji

Obr. 1 Segmentový most 203 – pohled

směrem na Zvolen ❚ Fig. 1 Segment bridge

No. 203 – view direction towards the city of

Zvolen

Obr. 2 Segmentový most 203 – pohled

na opěru směrem na Nitru ❚ Fig. 2 Segment bridge No. 203 – view of the

bridge support towards the city of Nitra

Obr. 3 Nosníkový most 204 – pohled směrem

na Zvolen ❚ Fig. 3 Girder bridge No. 204 –

view towards the city of Zvolen

Obr. 4 Nosníkový most 204 – pohled na pilíř

s uložením nosníků ❚ Fig. 4 Girder bridge

No. 204 – view of the bridge pillar with girder

rating

2

3

4



profil 900 mm. Tuto variantu ještě pod-

porovala skutečnost snazší dostupnos-

ti strojního vybavení pro zhotovení pilot

menšího profilu.

Vybranému profilu pilot (900 mm) od-

povídá jejich množství. Např. segmen-

tový most 203 délky 760 m je založen

na 772 pilotách délky až 25 m.

Další otázkou bylo založení opěr, ne-

boť geologické podmínky v jejich pro-

storu často vyžadovaly zřízení konsoli-

dačních násypů, které by omezily se-

dání opěr v době provozu. Bohužel,

vzhledem k rychlosti výstavby, přelož-

kám sítí a klimatickým podmínkám ne-

mohly být konsolidační násypy všude

plně vybudovány. Proto jsou hrncová

ložiska na opěrách a přilehlých pilířích

připravena k nadzvednutí nosné kon-

strukce vložením rektifikačních desek.

Opěry a pilíře jsou na všech mostech

klasických konstrukcí odpovídající po-

užité technologii výstavby nosné kon-

strukce a betonované do systémových

bednění.

KONSTRUKCE MOSTŮ

Most 202

Most celkové délky 374 m tvoří dva

souosé spojité nosníky o jedenácti po-

lích s rozpětím 25 m v krajních polích

a 36 m ve vnitřních polích.

Nosná konstrukce je dvojtrámová

z monolitického předpjatého betonu,

budovaná na výsuvné skruži. Spodní

stavbu tvoří dvojstojkové pilíře na spo-

lečných základových blocích, založe-

ných na pilotách a masivní krajní opěry

založené rovněž na pilotách, které jsou

svým tvarem přizpůsobené pro použití

technologie výsuvné skruže pro beto-

náž nosné konstrukce.

Jedná se o tradiční technologii vý-

stavby nosných monolitických dlou-

hých mostů. Výška trámů je 2,1 m, což

je 1/17 vnitřního rozpětí.

Most 203


souosé spojité nosníky o čtrnácti polích

o rozpětí 33,5 m v krajních polích a 48

a 61 m ve vnitřních polích.

Nosná konstrukce je jednokomoro-

vá příčně dělená montovaná po vaha-

dlech mostním zavážecím systémem

a předepnutá na stavbě pouze kabe-

ly vnitřního předpětí. Spodní stavba

je přizpůsobena výstavbě vahadlovou

technologií. Pilíře mají hlavice pro ulo-

žení čtveřice montážních lisů a pro dvě

definitivní ložiska.

Segmenty jsou z výrobny na stavbu

dopravovány po ose. Výška komůrky

je 3 m, což je 1/20,3 vnitřního největší-

ho rozpětí. Montáž mostu již byla zahá-

jena (obr. 5 a 6).

Most 204


souosé spojité nosníky o šestnácti po-

lích o rozpětí 21 m v krajních polích

a 33,5 m ve vnitřních polích.

Nosníkovou spřaženou konstrukci

tvoří předpjaté nosníky typu DZ–97

výšky 1,4 m, osazené horními příruba-

mi nasraz a zmonolitněné betonovou

deskou tloušťky 0,2 m. Zmonolitně-

ní spojitosti se provádí pouze betonář-

skou výztuží. Spodní stavbu tvoří dvoj-

stojkové pilíře na společných základo-

vých blocích, založených na pilotách

a masivní krajní opěry založené rov-

něž na pilotách. Uložení nosníků na pi-

líře se provádí pomocí skrytého pre-

fabrikovaného příčníku, příčného ře-

zu ve tvaru obráceného T. Příčníky ne-

jsou podporovány podpěrnou skruží,

ale jsou stabilizovány na hlavách slou-

pů systémem montážních lisů a táhel

(obr. 7).

Známá technologie prefabrikova-

ných nosníků je zmodernizována skry-

tými příčníky. Celková výška nosné

konstrukce je 1,6 m, což představuje

1/20,3 vnitřního pole.

Most 212

Most tvoří dva souosé spojité nosníky

o dvanácti polích o rozpětí 21 m v kraj-

ních polích a 31 m ve vnitřních polích,

u levého mostu jsou tři pole zkrácena

na 26,5 m. Celková délka pravého mos-

tu je 352 m a levého mostu 338,5 m.

Nosníkovou spřaženou konstrukci

tvoří předpjaté nosníky typu DSP VP-04

výšky 1,4 m, bedněné mezi horní-

mi přírubami konstrukčními deskami

CEMVIN a zmonolitněné betonovou

deskou tloušťky 0,22 m. Spodní stav-

ba je stejného typu jako u mostu 204,

prefabrikované příčníky jsou však des-

kové, a tudíž musí být podporovány

podpěrnou skruží.

Nosníky jsou masivnější, jejich osová

vzdálenost může být větší, ale je nut-

né spodní bednění mezi horními pří-

rubami nosníků. Celková výška nosné

konstrukce je 1,62 m, což představuje

1/19,1 vnitřního pole.

5

1 9



ZÁVĚR

V betonářském časopisu by závěrem

mělo být něco řečeno o betonářské

normě ČSN EN 206-1 případně STN

EN 206-1. Obě normy jsou samozřej-

mě identické, liší se však ve znění Ná-

rodních příloh.

V základě jsou přílohy stejné, v kon-

krétním znění však rozdílné. Jelikož

Národní přílohy mají rozsah co do po-

čtu stránek téměř stejný jako základ-

ní norma, je otázkou, jedná-li se ješ-

tě o stejná ustanovení. Rozdíly jsou

však malé, proto obě Národní přílohy

je možno považovat za správné. Pečli-

vá orientace v přílohách je však nutná.

Při jejich znalosti Národní přílohy „ob-

chodní překážky“ nevytváří.

Další poznámkou je zkušenost s pra-

cí na projektu realizovaném systémem

PPP. Největší rozdíly jsou na úrovni in-

vestora, případně obstaravatele, ge-

nerálního dodavatele a projektanta.

Vlastní realizační týmy velké rozdíly ne-

pociťují. Kvalitní a odpovědná práce je

dnes vyžadována na všech stavbách

a profesionální týmy by ani rozdíly ne-

našly, včetně cenových a termínových

tlaků na výsledky.

Jedna funkce je přece na předmětném

projektu rozdílná. Na stavbě PPP R1

je jmenován estetický poradce. Tím je

Prof. Jiří Stráský, který mohl a také sta-

novil základní koncepci mostů i jejich de-

tailů. Přestože mostní technologie ani je-

jich detaily nebyly dodnes vždy konstru-

ovány na základě estetických požadav-

ků, týmy se snaží požadavky estetického

poradce plnit. I kdyby se vše nepodařilo,

zůstane určitě snaha splnit je příště.

Ing. Ivan Batal


tel.: 602 133 417

Bc. Luboš Lobík


tel.: 728 862 846

oba: SMP CZ, a. s.

Evropská 1692/37, 160 41 Praha 6

www.smp.cz

Obr. 5 Segmentový most 203 – nasazení

montážního souboru ❚ Fig. 5 Segment

bridge No. 203 – fixing of the assemblying

equipment

Obr. 6 Segmentový most 203 – montáž

opěrového segmentu ❚ Fig. 6 Segment

bridge No. 203 – assembly of the supporting

segment

Obr. 7 Nosníkový most 204 – montáž stativa

❚ Fig. 7 Girder bridge No. 204 – assembly of

the crossbeam at the pillar top

6

7

MOST PŘES VLTAVU NA DÁLNIČNÍM OKRUHU KOLEM PRAHY

❚ THE BRIDGE OVER THE VLTAVA RIVER ON THE PRAGUE

RING ROAD



Pavel Němec, Václav Kvasnička, Josef Ambrož,

Josef Vrtiška

V článku je popsán nový most přes Vltavu na jihozápadní části dálničního

okruhu kolem Prahy. Most, součást stavby 513, navazuje na mimoúrov-

ňovou křižovatku „Strakonická“, která je součástí stavby 514. Změny

v dopravním a konstrukčním řešení křižovatky ovlivnily geometrii a cel-

kové řešení mostu přes Vltavu. ❚ The article describes the design

and construction of the new bridge crossing the Vltava River on the SW

part of the Prague ring road. The nearby major "Strakonicka" junction,

fundamentally changed after the tender, affected the design of the bridge

which has ramps connected in side spans.

Mostní konstrukce je součástí jihozápadní části dálničního

okruhu kolem Prahy. Vybudováním této části okruhu dojde

k propojení dálnice D1 ve směru z východu s dálnicí D5, kte-

rá je vedena na západ do Německa.

Most přes Vltavu je součástí stavby 513 a navazuje na mi-

moúrovňovou křižovatku „Strakonická“, která je součástí

stavby 514. Řešení křižovatky bylo oproti předchozím pro-

jektovým stupňům zásadně upraveno a změny podstat-

ným způsobem ovlivnily i geometrii a celkové řešení mos-

tu přes Vltavu. Zásadní vliv měl zejména posun napojení na-

vazujících dvou ramp křižovatky směrem do krajního po-

le mostu.

Projekt mostu přes Vltavu prošel v průběhu přípravy rea-

lizační dokumentace řadou změn. V důsledku zmíněných

úprav navazující křižovatky bylo potřeba vyřešit možnost od-

pojení navazujících ramp od hlavního mostu. Při zachování

původní koncepce mostu, kdy byl v zadávací dokumenta-

ci navržen jediný most společný pro oba jízdní směry, poža-

davku nebylo možné vyhovět. Příčný řez se zaoblenými bo-

ky byl tvořen šestikomorovým průřezem, který byl zavěšen

ve střední rovině pomocí závěsů přes nízké pylony (obr. 6).

S ohledem na skutečnost, že se jedná o záplavové území

(prostor byl rozsáhle devastován při katastrofálních povod-

ních 2002), bylo snahou zkrátit na minimum dobu nutnou

pro využití pevné skruže. Navíc bylo dotčené území na le-

vém břehu hodnoceno jako přírodně cenné. Z těchto důvo-

dů byla pro výstavbu zvolena metoda letmé betonáže v sy-

metrických konzolách s maximálním využitím vozíků. Pouze

výstavba koncových lamel na opěře resp. pilíři 4 a výstav-

ba navazujících odbočných ramp byla provedena na pev-

né skruži.

Most je rozdělen na dvě samostatné nosné konstrukce

o třech polích rozpětí 68 + 104 + 62,7 m. Výška příčného ře-

zu je 2,6 m v polích a 5,2 m v podporách (obr. 4). Příčný řez

je u pravého mostu jednokomorový, u levého širšího mos-

tu dvoukomorový. Most je navržen z betonu C35/45, pole 3

resp. vahadlo 3 z betonu C45/55.

Navazující rampa na pravém mostě (sjezd Praha) se odpo-

juje velmi blízko za hlavním pilířem č. 3, rozšíření konzoly za-

číná již v hlavním poli (obr. 2, 5, a 10). Rampa má komorový

příčný řez konstantní výšky 2 m. Rampa se od hlavní nos-

né konstrukce postupně zcela odpojí a s navazujícím mos-

tem křižovatky se stýká na samostatném přechodovém pi-

líři. Navazující most je plochá deska s konzolami, optimální

pro menší rozpětí v navazující křižovatce.

Nájezdová rampa na levém mostě (nájezd od Zbraslavi) je

kratší a od hlavního mostu se odpojuje pouze její střední část.

V horní desce zůstává s hlavním mostem spojena až do jeho

konce na pilíři 4. Příčný řez je plochý trám výšky 1,3 m, shod-

ný s navazující rampou křižovatky (obr. 2, 5, a 12).

1

2 1



ZALOŽENÍ MOSTU, SPODNÍ STAVBA

Založení opěry 1 a pilíře 4 (součást SOKP 514) je na velko-

průměrových pilotách obvyklým způsobem.

Hlavní pilíře jsou založeny na podzemních stěnách tloušť-

ky 800 mm. Paty podzemních stěn se opírají o skalní pod-

klad, který byl při provádění zastižen v menší hloubce, než

předpokládal inženýrsko-geologický průzkum. Tvar stěno-

vých elementů byl navržen tak, aby obvodové stěny vytvořily

těsněnou jímku pro betonáž základových bloků a nebylo tak

potřeba budovat rozsáhlé štětové jímky. Při návrhu i prová-

dění byla věnována pozornost vlivu podzemní vody, která je

bezprostředně navázána na aktuální hladinu Vltavy.

Pilíře jsou navrženy jako stěnové, v horní části s rozšíře-

ním jejich hlavy v příčném směru mostu. Příčné síly vzni-

kající působením ložisek na povrchu rozšířených hlav pilířů

jsou zachyceny betonářskou výztuží a předpětím hlav pilířů

(obr. 11). Most je uložen na hrncová ložiska.

NOSNÁ KONSTRUKCE

Nosná konstrukce má stlačenou výšku. Výška v hlavních

podporách je 5,2 m, tedy 1/20 rozpětí a v poli 2,6 m, tedy

1/40 rozpětí.

Pro předpětí nosné konstrukce mostu i hlav pilířů je použit

předpínací systém Skanska se soudržností. Nejsou použity

Obr. 1 Celkový pohled na most přes Vltavu ❚ Fig. General view of

the bridge over the Vltava river

Obr. 2 Půdorys mostu ❚ Fig. 2 Bridge plan

Obr. 3 Podélný řez s podvěšenou lávkou ❚ Fig. 3 Longitudinal

section with a hung footbridge

Obr. 4 Příčné řezy s podvěšenou lávkou ❚ Fig. 4 Cross sections

with a hung footbridge

Obr. 5 Napojení odbočných ramp mostu, porovnání variant ZVS

a RDS ❚ Fig. 5 Plan of ramps, "ZVS" = tender design, "RDS" = as

built (changed due to junction modifications)

3

2

4 5



98

7a

6

7b

2 3



volné kabely. Předpětí hlavního mostu je navrženo typicky

z 19 Ø15,7 mm. Vahadlové kabely letmé betonáže jsou kot-

veny ve stěnách, ojediněle pak v kotevních blocích pod hor-

ní deskou. Dolní kabely spojitosti jsou kotveny v nálitcích

u stěn. Navazující rampy jsou předepnuty kabely, které jsou

zakotveny z vnitřku komory hlavního mostu.

Napojení ramp se odehrává ve vnitřní části krajního pole

o rozpětí ~ 63 m. Dodatečně napojené rampy tak nepřízni-

vě zatěžují nosnou konstrukci hlavního mostu a jsou zpět-

ně ovlivňovány deformacemi hlavního mostu. Předpětí ramp

prochází pod ostrým půdorysným úhlem přes krajní stě-

nu komorového průřezu hlavního mostu a je na vnitřní stě-

ně kotveno do zesílených výztužných prahů, odkud jsou ka-

bely také napínány. Vnější stěna průřezu hlavního mostu je

zesílena v krajním poli na tloušťku 1,15 m, mj. pro přenesení

lokálních příčných účinků od napojené rampy.

VÝSTAVBA MOSTU

Pro výstavbu každého vahadla byl použit pár betonážních

vozíků odlišných výrobců (Strukturas a Doka), bylo tedy nut-

né sladit horizontální vedení kabelů s ohledem na oba vozíky

v oblasti styku vahadel nad řekou.

Stabilita vahadel v průběhu výstavby byla zajištěna provi-

zorními podpěrami. Pro výstavbu symetricky, až do desáté

lamely včetně, byla výhodně použita provizorní podpěra sto-

jící 4,5 m od osy hlavního pilíře, na jeho základovém bloku.

Pro další postup, kdy byla vahadla nesymetrická až o tři la-

mely, byly zřízeny provizorní podpěry pod lamelou 10 resp. 9.

Provizorní podpěry byly navrženy železobetonové.

První byla stavěna nosná konstrukce pravého mostu, a to

dvěma páry vozíků z obou břehů najednou. Po dokončení

vahadel pravého mostu byly všechny vozíky upraveny pro

dvoukomorový průřez a byl budován levý most. Výstavba

jedné dvojice lamel pravého mostu trvala cca jedenáct dnů,

u vahadla na levém břehu s komplikovaným tvarem lamel

v místě napojení rampy přibližně třináct dnů.

Po dokončení hlavního mostu byly na pomocných skružích

založených plošně na povrchu terénu pod mostem betono-

vány odbočné rampy. Po zatvrdnutí betonu byly rampy při-

pnuty k bokům hlavních mostů.

ZAVĚŠENÁ LÁVKA

Na nosnou konstrukci mostu přes Vltavu je zavěšena lávka

pro pěší a cyklisty, která umožní propojení cyklostezek (zna-

čené A1 a A2 dle generelu cyklostezek) po obou stranách ře-

ky (obr. 3 a 14). Požadavek na zavěšenou lávku je deklaro-

ván v podmínkách ÚR a SP.

Lávka má délku 225 m. Povrch lávky je 2 m pod spodním

okrajem nosné konstrukce v místech náběhů nad podpora-

mi. Sklon lávky odpovídá sklonu mostu. Poloha lávky umož-

ňuje nerušený rozhled do stran, nedojde k narušení silue-

ty mostu a lávka není překážkou pro letící ptactvo v korido-

ru nad řekou.

Šířka lávky mezi zábradlími je 3,5 m. Zavěšenou konstruk-

ci lávky tvoří rošt z ocelových nosníků HEB 260 (podélníky,

PROJEKTOVÁ, INŽENÝRSKÁ, KONZULTAČNÍ ČINNOST A DIAGNOSTIKA VE STAVEBNICTVÍ

PONTEX, s.r.o., Bezová 1658, 147 14 Praha 4, tel.: 244 462 219, 244 062 215, fax: 244 461 038, e-mail: [email protected]

■ 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

Certifi kace systému jakosti podle ČSN EN ISO 9001:2001

Obr. 6 Původní návrh konstrukce, příčný řez ❚ Fig. 6 Tender

design of the bridge structure, cross section

Obr. 7 Betonážní vozíky, a) Doka, b) Strukturas ❚ Fig. 7 Formwork

travellers, a) Doka, b) Strukturas

Obr. 8 Výstavba mostu ❚ Fig. 8 Erection of the bridge

Obr. 9 Demolice provizorních podpor u pilíře č. 3

❚ Fig. 9 Demolition of the temporary support at the pier No. 3



Obr. 10 Výstavba rampy na skruži ❚ Fig. 10 Building

of the access ramp on a fixed formwork

Obr. 11 Vyztužení hlav pilířů ❚ Fig. 11 Reinforcement

of the ier heads

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

– Lusas model

Obr. 13 Napojení odbočných ramp, schéma

předpětí ❚ Fig. 13 Ramp connections, prestressing layout

Obr. 14 Montáž zavěšené lávky ❚ Fig. 14 Installation

of the pedestrian bridge

10

11 12

1413

2 5



příčníky), HEB 120 (mezipříčníky) a profilů UPE 100 (zavětro-

vání). Rošt je pomocí táhel zavěšen po 7,5 m k nosné kon-

strukci mostu ke kotevním přípravkům, které byly do kon-

strukce osazeny již při betonáži mostu. Stabilitu v příčném

směru zajišťují šikmé závěsy, které jsou umístěny po 30 m.

Běžné závěsy jsou z tyčí HPT 27 mm s pevností materiálu

800 MPa. Na obou koncích jsou provedeny atypické kulo-

vé čepy umožňující všesměrné úhlové natočení ± 8°. Závěsy

v místě zavětrování a zavětrovací táhla jsou z trubek ∅133 x

5 mm. Závěsy mají na obou koncích systémová kulová ložis-

ka s čepem, díky nimž (ložiskům) mají čepy možnost úhlové-

ho natočení osy otáčení cca ± 2,4°. Pochozí rošty jsou vyro-

beny z oceli jakosti 11 375 s velikostí oka 33 x 11 mm, jsou

žárově pozinkovány a opatřeny protiskluznou úpravou.

V podélném směru je lávka stabilizována pomocí pevného

uložení na pilíři č. 3. Pevné uložení je tvořeno vodorovným

prostorovým příhradovým nosníkem z ocelových trubek,

který je ukotven k bokům pilířů pravého a levého mostu.

Podpora nepřenáší žádné svislé zatížení. Lávka je na zákla-

dě dynamického výpočtu u opěry opatřena tlumiči kmitání,

které ztlumí podélné vodorovné kmitání vzniklé od pohy-

bu chodců. Na lávce je použita dvojice hydraulických tlu-

mičů TK10-250 o jmenovité síle 100 kN a celkovém zdvihu

250 mm. Tlumiče pohlcují kmity v podélném směru a záro-

veň umožňují dilatační pohyby od vlivu teplotních změn.

Lávka byla na hotovou nosnou konstrukci mostu dodateč-

ně namontována pomocí speciální mobilní plošiny vyrobené

zhotovitelem ocelové konstrukce lávky firmou OK-BE.

ZÁVĚR

Technologie letmé betonáže se v posledních letech uplatňu-

je při výstavbě větších mostů poměrně často. Její výhody se

projevují zejména u rozpětí nad 100 m, pro které je v mno-

ha případech optimální. Jistou nevýhodu představuje nížší

rychlost výstavby, maximálně cca 10 m týdně s jedním pá-

rem vozíků. Z hlediska geometrických proměn příčného ře-

zu lze bez problémů zvládnout půdorysná zakřivení a změny

příčného sklonu. Naopak v případě, že dochází k výrazněj-

ším změnám geometrie (např. odpojování ramp), je nutné ře-

šit situaci kombinací s dalšími technologiemi výstavby.

Základní data projektu

Délka 246,9 m

Šířka14,57 až 16,66 m – pravý most

17,25 až 22,13 m – levý most

Investor Ředitelství silnic a dálnic České republiky

Projektant Pontex, spol. s r. o.

Realizace Skanska, a. s.

Období výstavby 2008 až 2010

Ing. Pavel Němec


Ing. Václav Kvasnička


oba: Pontex, s. r. o.

Bezová 1658, Praha 4

Ing. Josef Ambrož


Bc. Josef Vrtiška


oba: Skanska, a. s.

Bohunická 50/133, Brno

MOSTNÍ OBJEKTY NA STAVBÁCH SILNIČNÍHO OKRUHU

KOLEM PRAHY – 512, 513 A 514 ❚ BRIDGE STRUCTURES

ON CONSTRUCTION SITES OF RING ROAD AROUND PRAGUE

– 512, 513 AND 514



František Hanuš, Milan Šístek,

Vladimír Engler, Peter Hurbánek

Článek seznamuje s několika mosty, které jsou

součástí staveb jihozápadního segmentu sil-

ničního okruhu kolem Prahy, jedná se o stavby

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

s dálnicí D5 směrem na Plzeň a odlehčí nejza-

tíženější části Jižní spojky a Barrandovskému

mostu přes Vltavu. ❚ This article deals with

a few bridges which are a part of constructions

of the South West segment of the ring road

around Prague. These are constructions 512,

513 and 514, linking the D1 motorway from

Brno with the D5 motorway leading to Pilsen.

They will help decongest the busiest sections

of the South Connecting Road and Barrandov

Bridge across the Vltava River.

Na stavbě 512 se jedná o tři monoli-

tické mostní objekty v dálniční křižo-

vatce s dálnicí D1 postavené na pev-

né skruži.

SO 218 převádí větev 1 MÚK s D1

přes kolektor K3, SOKP a větev 4 MÚK

s D1 (obr. 1). Rozpětí jednotlivých polí je

23 + 31 + 23 m. Celková délka mostu

je 90,15 m. Tloušťka nosné konstrukce

1

2

3

4

2 7



je konstantní 1,5 m (obr. 2). Konstruk-

ce byla betonována v jedné betonáž-

ní etapě. Na základě průběhu sond by-

lo založení objektu navrženo hlubin-

né na pilotách vetknutých do horizontu

mírně zvětralých až navětralých břidlic

v hloubce 8 až 15 m pod terénem.


přes větev 5 a větev 65 MÚK s D1

Obr. 1 Celkový pohled na SO 218 ❚ Fig. 1 General view of BO 218 (Building Object 218)

Obr. 2 Podhled SO 218 ❚ Fig. 2 Soffit of BO 218

Obr. 3 Celkový pohled na SO 220 ❚ Fig. 3 General view of BO 220

Obr. 4 Opěra SO 220 ❚ Fig. 4 Abutment BO 220



Obr. 7 Celkový pohled na SO 226 ❚ Fig. 7 General view of BO 226

7

5 6



(obr. 3). Rozpětí jednotlivých polí je

23 + 33 + 23 m. Celková délka mos-

tu je 93,83 m a tloušťka jeho nosné

konstrukce je opět konstantní 1,5 m

(obr. 4). Nosná konstrukce mostu byla

i zde betonována v jedné etapě. Na zá-

kladě průběhu sond bylo založení ob-

jektu navrženo hlubinné na pilotách ve-

tknutých do horizontu mírně zvětralých

až zvětralých břidlic v hloubce 13 až

14 m pod terénem.


přes SOKP, kolektor K3 a větev 8 MÚK

s D1 (obr. 5). Most o rozpětí jednotli-

vých polí 23 + 33 + 33 + 23 m má cel-

kovou délku 124,5 m. Tloušťka nosné

konstrukce je konstantní 1,5 m. Kon-

strukce byla betonována ve dvou eta-

pách. Na základě průběhu sond je za-

ložení objektu navrženo kombinova-

né, na opěře 00 hlubinné na pilotách

vetknutých 1,5 m do zdravé pracho-

vité břidlice třídy R3, případně 2,5 m

do navětralých břidlic třídy R4 v hloub-

ce 13,8 m pod terénem. Ostatní pod-

pory jsou založeny plošně na navětralé

až zdravé břidlici.

Popsané mosty jsou vedeny na kři-

žovatkových větvích a jsou sjednoce-

ny v tvaru spodní stavby, nosné kon-

strukce a příslušenství. Zhotovitelem

této části křižovatky a mostů je sdru-

žení DSP, Skanska a PSVS.

Ze stavby 513 jsou představeny tři

nadjezdy řešené jako monolitické

mostní objekty.

SO 226 převádí silnici II. třídy Písni-

ce–Dolní Břežany přes SOKP. Most je

dvoupolový o rozpětí 2 x 26 m (obr. 6

a 7). Jednotrámová nosná konstrukce

má konstantní tloušťku 1,25 m. Kon-

strukce byla betonována v jedné eta-

10

9

11

12

2 9



pě. Stěnový pilíř rozměrů 3 x 1 m je

s nosnou konstrukcí spojen pomo-

cí vrubového kloubu. Most je založený

hlubinně na pilotách Ø 0,88 m, vetknu-

tých do mírně zvětralých břidlic.

SO 228 převádí polní cestu s přilé-

hajícím zeleným pásem přes SOKP.

Most je dvoupolový o rozpětí 2 x 35 m

(obr. 9 a 10). Jednotrámová nosná

konstrukce má proměnnou tloušťku

od 1,2 do 2,2 m a byla betonova-

ná v jedné etapě. Stěnový pilíř rozmě-

rů 3,3 x 1,4 m je s nosnou konstruk-

cí spojený pomocí vrubového kloubu.

Most je založený hlubinně na pilotách

Ø 0,88 m, vetknutých do mírně zvětra-

lých břidlic.

SO 232 převádí silnici II. třídy Jese-

nice–Zlatníky přes výhledové odboče-

ní dálnice D3 od SOKP. Most je pěti-

polový o rozpětí 14 + 3 x 17,5 + 14 m

(obr. 11 a 12). Dvoutrámová nosná kon-

strukce má konstantní tloušťku 1 m

a byla betonována v jedné etapě. Pi-

líře rozměrů 2,2 x 1 m se zaoblenými

rohy jsou s nosnou konstrukcí spojené

pomocí vrubových kloubů. Most je za-

ložený hlubinně na pilotách Ø 0,88 m,

vetknutých do mírně zvětralých břidlic.

Zhotovitelem popsaných mostních

objektů na stavbě 513 jsou firmy Skan-

ska a Alpine.

Mostní estakáda na stavbě 514

(obr. 13 až 15) se s ohledem na svo-

ji celkovou délku více než 2 km a pře-

mosťované překážky dělí na pět samo-

statných dilatačních celků, které byly

realizovány různými technologiemi (viz.

Beton TKS 4/2009, str. 3, pozn. red.).

Část mostu přes MÚK Strakonická

a dilatační díl přes Berounku byly sta-

věny na pevné skruži, opakovatelné

a pravidelné části mostu pro rozpětí až

50 m na posuvné skruži. Výstavba po-

slední části mostu v Radotíně přes že-

lezniční trať Praha-Beroun s rozpětím

až 114 m a výškou až 40 m nad teré-

nem probíhala pomocí letmé betoná-

že. Celou estakádu tvoří předpjaté ko-

morové konstrukce. Na nosné kon-

strukci hlavního pole mostu přes Be-

rounku bude zavěšená lávka pro pě-

ší a cyklisty.

Nosné konstrukce byly zhotoveny již

v loňském roce. Letos byly provádě-

ny dokončovací práce, tj. vozovky, od-

vodnění, montáž svodidel, protihlukové

stěny, dopravní portály, veřejné osvět-

lení, úpravy pod mostem apod. V květ-

nu proběhly statické (obr. 13) a v červ-

nu dynamické zatěžovací zkoušky. Vý-

sledky zkoušek prokázaly dobrou sho-

du mezi teoretickými a naměřenými

deformacemi.

Zhotovitelem této části stavby je sdru-

žení Strabag – Hochtief – Bőgl. Zhoto-

vitelem mostní estakády přes Beroun-

ku je firma Max Bőgl & Josef Krýsl.

Na mostech stavby 514 vypracova-

la projekční firma Novák & Partner řa-

du projektů mostních staveb ve spolu-

práci s firmami Valbek a Pragoprojekt.

Dopravní stavby a mosty Architektura a pozemní stavbyInženýrská činnost Statika všech druhů konstrukcíProjektová dokumentace

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

Obr. 8 Schéma silničního okruhu kolem Prahy

❚ Fig. 8 Prague ring road scheme

Obr. 9 Podhled SO 228 ❚ Fig. 9 Soffit of

BO 228

Obr. 10 Celkový pohled na SO 228 ❚

Fig. 10 General view of BO 228

Obr.11 Celkový pohled na SO 232

❚ Fig. 11 General view of BO 232

Obr. 12 Podhled SO 232 ❚

Fig. 12 Soffit of BO 232

8



Na zhotovení mostů se podílely sta-

vební společnosti z ČR a ze zahraničí.

Investorem celé akce je Ředitelství

silnic a dálnic ČR, Praha.

ZÁVĚR

Stavby 512, 513 a 514 tvoří jeden z nej-

důležitějších dokončených souborů sta-

veb dálničního typu u nás. Mostní ob-

jekty byly stavěny různými nejmoderněj-

šími technologiemi, od běžných mostů

až po estákády přes údolí Vltavy a Be-

rounky, dále Lochkovské a Slavičí údo-

lí. Několik mostů bylo stavěno za provo-

zu v místě složitých křižovatek v MÚK

Strakonická a v MÚK s dálnicí D1. Sou-

částí výstavby byly i stavby dvou tune-

lů v Komořanech a v Radotíně. Dalším

významným vlivem bylo začlenění tra-

sy a mostních objektů do okolní kraji-

ny, respektování požadavků z hledis-

ka ochrany životního prostředí a nároč-

ných architektonických podmínek při vý-

razně zkrácené lhůtě výstavby. Během

projektu došlo několikrát ke změně po-

stupu výstavby mostních objektů. Uve-

dení staveb do provozu se předpokládá

v září 2010.

Ing. František Hanuš

tel.: 221 592 053


Ing. Milan Šístek

tel.: 221 592 066


Ing. Vladimír Engler

tel.: 221 592 058


Ing. Peter Hurbánek

tel.: 221 592 055


všichni: Novák & partner, s. r. o.

Perucká 5, 120 00 Praha 2

www.novak-partner.cz

Obr. 13 SO 204/1.4 – pohled

na dokončenou mostní estakádu přes údolí

Berounky ❚ Fig. 13 BO 204 View of

the completed bridge over the valley of the

Berounka river

Obr. 14 SO 204/1.4 – statická

zatěžovací zkouška letmo betonované

části ❚ Fig. 14 BO 204/1.4 – Loading test

of the bridge part

Obr. 15 SO 204/1.4 – pohled

od tunelu ❚ Fig. 15 BO 204/1.4 – View

from the tunel

13

14

15

PROSTOROVÁ PODPĚRNÁ SKRUŽ VÝŠKY PŘES 23 METRŮ

❚ OVER 23 METER HIGH MODULAR SHORING SYSTEM


M A T E R I Á LY A T E C H N O L O G I E ❚ M A T E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y

Ivan Máca

Pro zlepšení dopravních podmínek na silnici I/34

byl navržen celkový obchvat obce Česká Bělá.

Hlavní konstrukci tvoří sedmipólová estakáda

o celkové délce 276 m s nejvyšší částí 26 m nad

potokem Bělá. Pro betonáž byla navržena pro-

storová skruž, která v nejvyšším místě přesaho-

vala 23 m. Vlastní nosná konstrukce mostu byla

rozdělena na sedm betonážních taktů. Z důvodu

velkého vodorovného zatížení větrem v kombi-

naci se svislým zatížením od vlastní váhy betonu

bylo nutné zpracovat podrobný statický výpočet

podpěrné konstrukce. ❚ A complete bypass

of Ceska Bela village was designed to improve

transport conditions on road I/34. The seven span

bridge is 276 m long and is the main structure of

the bypass. The highest point of the road is

26 m high above the Bela creek. The modular

system was designed as a shoring system with

the maximum height over 23 m. It was necessary

to divide the desk concreting process into seven

phases. A detailed static calculation was required

because of a vertical loading from concrete and

a high horizontal loading from wind.

POPIS STAVBY

V rámci zkvalitnění dopravních podmí-

nek na silnici I/34 na trase Havlíčkův

Brod–Svitavy byl navržen úplný obchvat

obce Česká Bělá (obr. 1). Komunika-

ce je zde nevyhovující zejména pro těž-

kou dopravu z důvodu špatné sjízdnosti

v zimních měsících vlivem velkých příč-

ných sklonů přesahujících 10 %. Stejně

tak negativně působí na obyvatele obce

hluk a vibrace z dopravy nejen u domů

přímo sousedících s komunikací.

Detaily obchvatu

Celý obchvat obce se skládá ze třech

částí, a sice ze dvou křižovatek a jedné

estakády. První částí je mimoúrovňová

křižovatka ve směru od Havlíčkova Bro-

du. Součástí křižovatky je třípólový nad-

jezd SO201. Na toto křížení navazuje

druhá část obchvatu, kterou tvoří nejza-

jímavější objekt z pohledu stavby mostů,

sedmipólová estakáda o délce 276 m.

Poslední částí je úrovňová křižovatka

ve směru od Ždírce nad Doubravou.

Výstavba estakády

Navržená estakáda překonává rozsáhlé

údolí, jehož nejnižší částí protéká potok

Bělá. Ten svojí zvodnatělou částí zasa-

huje ke spodní části estakády. Souběž-

ně s potokem prochází údolím silniční

komunikace II/351 ve směru na Přiby-

slav. Uvedené překážky částečně kom-

plikovaly výstavbu, neboť v okolí vodo-

teče potoka bylo problematické nejen

zakládání skruže, ale bylo nutné i čás-

tečně omezit provoz na komunika-

ci z důvodu zmenšení průjezdné šířky

v místě křížení s estakádou.

Popis konstrukce

Nosná konstrukce mostu byla navr-

žena jako předpjatá železobetonová

dvoutrámová konstrukce, v šířkovém

uspořádání se dvěma jízdními pruhy.

Celková délka estakády je 276 m, roz-

pětí polí 2 × 32 m a 5 × 42 m. Šířka

mostovky v příčném řezu je 14,06 m

a osová vzdálenost trámů 7 m. Výš-

ka nosných trámů mostovky je 2,3 m

a nejvyšší pilíř má výšku 23 m. Most je

navržen ve směrovém oblouku s pro-

měnným podélným spádem.

Nosná konstrukce mostu byla pro-

jektantem rozdělena na sedm dilatač-

ních celků.

PROSTOROVÁ SKRUŽ

Pro výstavbu nosné konstrukce by-

la z různých alternativ řešení zvolena

prostorová příhradová konstrukce. Pro

volbu tohoto řešení byla rozhodující

rychlost a efektivnost výstavby a nízká

finanční náročnost použitého systému.

Fázování výstavby

V rámci zrychlení a zefektivnění výstavby

bylo nutné být se stavbou skruže o jed-

no pole napřed oproti aktuálně beto-

novanému celku. Z toho vyplývala vel-

ká náročnost montážních prací ve vaz-

bě na mechanizaci a zdvihací prostřed-

ky, a to především při přemontáži skruže

mezi jednotlivými etapami výstavby.

Např. v době, kdy byla postavena skruž

pod prvním dilatačním celkem a zača-

la příprava bednění mostovky a poklád-

ka výztuže, musela být zároveň zaháje-

na stavba skruže pod druhým dilatač-

ním celkem. Po první betonáži, kdy by-

la připravena druhá etapa skruže, začala

stavba třetí etapy skruže a ihned po pře-

depnutí prvního celku nosné konstruk-

ce byla zahájena demontáž první eta-

py. Celá montáž a demontáž skruže byla

navíc komplikovaná nedostatkem místa

pro ukládání a přesun materiálu skruže.

Díky kvalitní projektové přípravě skru-

že a funkční spolupráci lešenářů se

zhotovitelem estakády probíhala vý-

stavba ve velice rychlém tempu.

Technologie podpěrné skruže

Pro podepření mostovky během beto-

náže byla navržena prostorová podpěr-

ná konstrukce z modulového systému

s „rovnou“ pracovní podlahou a s od-

skokem pro vyrovnání výškových rozdí-

lů podélných trámů mostovky.

Pracovní podlahu tvořily primární a se-

kundární nosníky (lepené dřevěné nos-

níky tvaru I výšky 200 mm) uložené

v hlavách skruže. Na pracovní podla-

hu byly ukládány dřevěné ramenáty pro

bednění stěn trámů a lehká podpěrná

konstrukce pro podepření bednění des-

ky mezi trámy.

Pro přesun ramenátů do dalších di-

latačních celků byla sestava ulože-

Obr. 1 Situace Česká

Bělá, zdroj ŘSD ČR

❚ Fig. 1 The plan of

nearby Ceska Bela1



na do ocelových U profilů. Tažením

za U profily pak byly sestavy ramenátů

přesouvány do dalších etap.

Vzhledem k velkému rozdílu tloušťky

nosných trámů a mostní desky došlo

k soustředění zatížení pod trámy, což

bylo vyřešeno rozdílným rastrem roze-

stavení stojek skruže v podélném smě-

ru v částech pod deskou a pod trámy.

Toto rozdělení bylo možné díky použi-

tí modulového podpěrného lešení. Ras-

tr stojek v podélném směru byl zvolen

pod trámem po 0,6 m, pod deskou pak

vystřídaně po 1,2 a 1,8 m. To umožni-

lo vzájemné propojení všech stojek me-

zi sebou a vytvoření tuhé prostorové

konstrukce.

V podélném směru byla skruž rozdě-

lena na dvacet tři samostatně stojících

bárek, a tím bylo docíleno polygonální-

ho půdorysného tvaru skruže, který ko-

píroval geometrii budoucího mostu.

Založení skruže bylo navrženo převáž-

ně jako plošné, zatížení ze stojek bylo

přenášeno na terén přes silniční pane-

ly uložené do štěrkového podloží. Štěr-

ková vrstva zajistila odvod srážkové vo-

dy, takže nedocházelo k nepříjemnému

zvodnění podloží.

Dilatační celky

První dilatační celek se skládal ze čtyř

polí skruže, kdy první pole bylo tvořeno

pouze nosníkovým roštem. Vzhledem

ke svahu u opěry bylo nutné překonat

výškový rozdíl přes 13 m. To bylo za-

jištěno pomocí dvou vysoce únosných

samostatně stojících bárek ze systému

vylehčených stojek, tvořených dvojicí

C profilů v kombinaci s prostorovou

skruží. První z bárek byla založena

na úložném prahu založeném na mikro-

pilotách uprostřed svahu a druhá bárka

byla založena plošně v patě svahu.

Další bárky včetně bárek druhého

a třetího dilatačního celku byly založe-

ny standardně plošně na silniční pane-

ly. Výškové rozdíly byly řešeny pomo-

cí panelových rovnanin, případně beto-

náží opěrných prahů, které nahrazova-

ly rovnaninu.

Přemostění stávající komunikace II/351

bylo řešeno pomocí podpěrných bárek

a válcovaných ocelových nosníků ulo-

žených na připravené bárky. Na oce-

lovém roštu pokračovala prostorová

skruž výšky 12,5 m (obr. 4).

Nejvyšší část plošně založené skru-

že z celého objektu se nacházela u pi-

líře P5, kde výška stojky přesahovala

22 m. Pro takto vysokou skruž byla při-

jata odpovídající opatření, která zajiš-

ťovala dostatečnou prostorovou tuhost

Obr. 2 Překonání výškového rozdílu u opěry ❚ Fig. 2 Overcome of the height difference at

the abutment

Obr. 3 Betonáž druhého dilatačního celku ❚ Fig. 3 Concreting of the second part of the deck

Obr. 4 Řešení průjezdu skruží na komunikaci druhé třídy ❚ Fig. 4 Solution of a passage

through scaffolding

4

3

2



a stabilitu především pro zatížení vět-

rem. Přenos vodorovných sil a stabilita

byly řešeny samostatným výpočtem.

V pátém dilatačním celku mezi pilíři P5

a P6 bylo zcela upuštěno od plošného

zakládání, neboť v tomto místě proté-

ká potok Bělá a zvodnělé vrstvy podloží

neposkytovaly požadovanou únosnost.

Bylo však potřeba vyřešit založení pro

skruž délky 42 m. Po zvážení různých

alternativ byly zřízeny dva úložné žele-

zobetonové prahy založené na mikropi-

lotách. Na prahy a na základové patky

pilířů byly uloženy části speciální příhra-

dové konstrukce používané pro výsuv-

nou skruž, které již tvořily plochu pro

založení prostorové skruže (obr. 5).

Šestý a sedmý dilatační celek už

„pouze“ překonával výškové terénní

odskoky, řešené obdobně jako v prv-

ním dilatačním celku, tj. pomocí bárek

a nosníkového roštu.

Zatížení dočasných konstrukcí

Podpěrná konstrukce byla navržena

tak, aby byla zajištěna její celková sta-

tická rovnováha.

Pro svislá zatížení byla uvažována za-

tížení vlastní hmotností, čerstvým beto-

nem, pracovní činností a přídavné zatí-

žení čerstvým betonem.

Rozhodující vliv na celkovou stabili-

tu podpěrné konstrukce však mělo vo-

dorovné zatížení větrem. Proto byla ce-

lá skruž vodorovně ztužena, a to v úrov-

ni pod hlavami, a skruž výšky nad 14 m

i uprostřed po výšce. Síly z vodorovné-

ho ztužení byly přenášeny do spodní

stavby rozepřením o pilíře.

Při podrobném výpočtu bylo zjištěno,

že vodorovné síly na skruž a bednění

mostovky ve výšce přes 15 m nad teré-

nem dosahují takových hodnot, že by-

lo potřeba přijmout dodatečná stabili-

zující opatření. Ta spočívala v přichyce-

ní skruže k silničním panelům, na kte-

rých skruž stála, pomocí kotevních tru-

bek a v položení přídavných panelů

na spodní patra příčníků. Tím bylo zajiš-

těno dostatečné přitížení pro zatěžovací

stav před betonáží.

Další mimořádné opatření bylo pro-

vedeno v místě založení na příhrado-

vé konstrukci, kde byla skruž přes pří-

hradovou konstrukci přichycena k úlož-

ným prahům.

ZÁVĚR

Montáž prostorové podpěrné konstruk-

ce byla náročná, zejména z hlediska

koordinace montážních prací ve vaz-

bě na mechanizaci a zdvihací prostřed-

ky, především při demontáži, přesu-

nu a montáži skruže mezi jednotlivými

etapami výstavby. Vzhledem k pečlivé

projekční přípravě se přímo při výstav-

bě skruže řešilo minimum komplikací

a i díky tomu byl dodržen požadovaný

termín dokončení.

Realizace estakády těchto rozměrů

ukazuje možnost nasazení prostorové

podpěrné skruže i na další mostní ob-

jekty podobného charakteru.

Identifikační údaje stavby

Investor ŘSD ČR, správa Jihlava

Projektant Pragoprojekt, a. s.

Projekt estakády Pontex, s. r. o.

Zhotovitel Eurovia CS, a. s.

Výstavba estakády Sangreen, s. r. o.

Dodavatel podpěrné

skruže včetně montáže

a projekčního návrhu

Harsco

Infrastructure CZ, s. r. o.

Ing. Ivan Máca

Harsco Infrastructure CZ, s. r. o.

Bečovská 939, 104 00 Praha 10

tel.: 737 218 563, fax: 272 101 530


www.harsco-i.cz

Obr. 5 Zakládání skruže na příhradové

konstrukci ❚ Fig. 5 Foundation of the

scaffolding on trusses

Obr. 6 Letecká fotografie ❚ Fig. 6 Air

photograph

Literatura:

[1] ČSN EN 12812: Podpěrná lešení –

Požadavky na provedení a obecný

návrh

[2] ČSN EN 1991-1-6: Eurokód 1:

Zatížení konstrukcí – Část 1-6: Obecná

zatížení – Zatížení během provádění

[3] ČSN EN 1991-1-4: Eurokód 1:

Zatížení konstrukcí – Část 1-4: Obecná

zatížení – Zatížení větrem

[3] DIN 1055-4: Einwirkungen auf

Tragwerke – Tiel 4: Windlasten

5

6


Ivailo Terzijski

Článek podává přehled významných mostních

konstrukcí z vysokopevnostního betonu, reali-

zovaných v uplynulých letech v České repub-

lice. Uvedeny jsou technické a technologické

souvislosti použití vysokopevnostního betonu.

U vybraných konstrukcí jsou uvedeny recep-

tury použitého betonu i parametry, kterých se

podařilo dosáhnout. V aktuálních případech jsou

uvedeny i další, doplňující požadavky na pou-

žitý vysokopevnostní beton a způsob, jak byly

řešeny. ❚ The article gives an overview of

important bridge structures utilizing high-strength

concrete built in the Czech Republic in previous

years. Technical and technological relationships

of high-strength concrete application are

presented. Concrete mix composition and

reached parameters of concrete applied by

chosen structures are published. In several

cases there are given information on further,

complementing demands on applied high-

strength concrete and information how the

demands have been solved.

Vysokopevnostní beton (High Strength

Concrete, zkráceně HSC) je jednou

z cest, jak zvýšit kvalitu betonu i kon-

strukce z něj postavené. Vysokopev-

nostní beton je proto oprávněně řazen

mezi vysokohodnotné betony (High Per-

formance Concrete, zkráceně HPC).

Přínosem použití vysokopevnostní-

ho betonu obvykle bývá snížení cel-

kové spotřeby materiálu, zvýšení odol-

nosti konstrukce proti agresivnímu pů-

sobení vnějšího prostředí, a tím i pro-

dloužení celkové životnosti konstrukce

nebo alespoň zvětšení intervalu me-

zi sanačními zásahy. Významným do-

padem použití vysokopevnostního be-

tonu je často i možnost aplikace no-

vých konstrukčních řešení. Proto se

vysokopevnostní beton používá zejmé-

na u těch typů konstrukcí, u nichž jsou

nová konstrukční řešení významným

prvkem, případně i nutnou podmínkou

jejich existence.

Ve světovém měřítku je z uvedených

důvodů vysokopevnostní beton použí-

ván zejména v nosných konstrukcích

výškových budov a mostů [1, 2, 3].

V prostředí České republiky byl pře-

chod z experimentálního stadia zkou-

mání vysokopevnostních betonů do

stadia běžného použití ve stavebních

konstrukcích pozvolný. Důvodů bylo

hned několik:

neexistence relevantních norem (ze-•

jména v oblasti projekce),

určitá nedůvěra k vysokopevnostní-•

mu betonu, jehož některé vlastnos-

ti (zejména nižší duktilita) poněkud

„znervózňovaly“ projektanty,

omezené množství konstrukcí vhod-•

ných pro efektivní uplatnění HSC.

Jelikož výstavba výškových budov

v podmínkách ČR není častá, by-

lo jen logické, že prvními konstrukce-

mi, u nichž se vysokopevnostní be-

ton masivněji uplatnil, byly konstruk-

ce mostní. Zde vysokopevnostní beton

umožnil návrh nejen plně funkčních,

ale i vysoce estetických konstrukcí.

Významně k tomu přispěla existence

projektů Ministerstva průmyslu a ob-

chodu FI-IM/185 „Nové úsporné kon-

strukce z vysokopevnostního betonu“

a FI-IM5/128 „Progresivní konstrukce

z vysokohodnotného betonu“, jakož

i teoretické podklady získané v rámci

činnosti výzkumného centra integro-

vaného navrhování progresivních sta-

vebních konstrukcí CIDEAS a v rám-

ci dalších projektů. Důležitým faktorem

byla nepochybně i ochota projektantů

a realizátorů staveb exponovat se v té-

to, ne zcela běžné, oblasti konstrukcí.

Výsledkem byl vznik nezanedbatelné-

ho množství mostních konstrukcí, je-

1


MOSTY Z VYSOKOPEVNOSTNÍHO

BETONU V ČESKÉ REPUBLICE ❚

BRIDGES UTILIZING HIGH STRENGTH

CONCRETE IN THE CZECH REPUBLIC


jichž přehled zde přinášíme. Všímat si

budeme především technologických

aspektů užití vysokopevnostního beto-

nu, případně vztahu pevnostních para-

metrů betonu a technicko-ekonomické

optimalizace konstrukce.

PŘESYPANÝ MOST NA DÁLNICI

D1 VYŠKOV–KROMĚŘÍŽ

Přesypaný most se stavebním ozna-

čením D211 byl chronologicky první

mostní konstrukcí z vysokopevnostní-

ho betonu v ČR. Most byl realizován

v letech 2003 až 2005 v rámci výstavby

dálnice D1, stavba 0133 Vyškov–Moři-

ce. Most, nacházející se poblíž Brněn-

ských Ivanovic, přemosťuje potok, pol-

ní cestu a biokoridor (obr. 1).

Inženýrsko-geologické poměry v mís-

tě objektu byly natolik složité (vrch-

ní vrstva podloží je zde tvořena málo

únosnými sedimenty měkké konzisten-

ce), že i při uvažování sanačních opat-

ření pod klasickým násypem vycháze-

Obr. 1 Celkový pohled na přesypaný most

D211 ❚ Fig. 1 Bridge D211 – General view

Obr. 2 Pohled na nosníky mostu D211 ❚

Fig. 2 Girders of the bridge D211

Obr. 3 Schéma konstrukce mostu D211

a lehčeného násypu ❚ Fig. 3 Structural

scheme of the bridge D211 and it’s lightweight

filling

Obr. 4 Závislost ceny betonu na jeho

pevnostní třídě (v cenách roku 2004) ❚

Fig. 4 Relation between strength class and

related cost of the concrete (in prices of 2004

year)

Obr. 5 Vliv třídy betonu na změnu průřezu

nosníku; a) změna z C30/37 na C60/75;

b) změna z C60/75 na C90/105 ❚

Fig. 5 Impact of the concrete class on the

girder’s cross-section; a) change from C30/37

to C60/75 class; b) change from C60/75 to

C90/105 class

Obr. 6 Výsledek kontrolních zkoušek pevnosti

betonu v tlaku při výrobě nosníků mostu D211

❚ Fig. 6 Result of check tests of concrete

strength during D211 girders production

3

2

4

5a 5b 6



ly hodnoty sedání v řádu stovek mili-

metrů. Proto byla celá koncepce mos-

tu pojata značně novátorsky. Zatíže-

ní podloží bylo sníženo nejen použitím

méně hmotné konstrukce z vysoko-

pevnostního betonu, ale především vy-

lehčením násypu pomocí bloků z ex-

pandovaného polystyrenu (obr. 3).

Na základě požadavků na maximál-

ní prosvětlení prostoru pod mostem

o jednom poli bylo navrženo rozpě-

tí mostu 35 m se světlou výškou pod

mostem cca 8 m. Jako nejvhodnější

prvek pro nosnou konstrukci se ukáza-

ly dodatečně předpjaté nosníky z vy-

sokopevnostního betonu. Použití vyso-

kopevnostního betonu umožnilo reali-

zovat požadované rozpětí 35 m při sní-

žené výšce nosníků (viz dále). Tím do-

šlo ke zvětšení prostoru pod mostem,

což příznivě ovlivnilo převedení lokální-

ho biokoridoru v tomto prostoru.

Volbě vhodné třídy betonu pro kon-

strukci D211 předcházela technicko-

ekonomická parametrická studie, kte-

rá měla pomoci určit, jaká třída betonu

bude pro konstrukci daného typu (tj. ze-

jména pro nosníky) optimální. Do úvahy

byla brána jak cena betonu v závislos-

ti na jeho pevnostní třídě, tak technický

přínos zvýšení pevnosti betonu.

Z obr. 4 je patrné, že cena betonu

prudce vzrůstá po překročení pevnosti

odpovídající přibližně třídě C70/85. Zde

je totiž obvykle zapotřebí použít po-

měrně drahé mikroplnivo (typicky mik-

rosiliku). Dále se ukázalo (obr. 5a a b),

že zmenšovat průřezy nosníků nelze

jen úměrně pevnosti betonu. Je totiž

nutné dodržet určité minimální rozměry

průřezu, potřebné pro rozmístění před-

pínacích kabelů a jejich zakotvení.

Z obr. 5a je patrný značný rozdíl

v mohutnosti průřezu mezi variantou

z betonu C30/37 a C60/75. Obr. 5b

naopak ukazuje, že další zmenšení

průřezu v důsledku zvýšení pevnosti

betonu nelze u dané konstrukce již pl-

ně využít. Při použití betonu C90/105

za podmínky dosažení stejné hladiny

předpětí lze prakticky už jen snížit výš-

ku nosníku o 0,1 m, tj. na 1,4 m, což již

nepřináší adekvátní výhody.

Na základě uvedených skutečností

byl pro nosníky standardně použit be-

ton třídy C60/75. Beton třídy C90/105

byl v konstrukci nakonec přesto pou-

žit – a sice experimentálně, v jednom

nosníku standardního průřezu, tj. prů-

řezu navrženého pro beton C60/75.

Na vývoji vysokopevnostního betonu

se vedle pracovníků VUT v Brně podí-

lel Ing. Jiří Šafrata, zástupce dodavate-

le použité stavební chemie, firmy Woe-

rmann. Složení betonu a jeho vlast-

nosti jsou uvedeny v tab. 1. a 2. Vedle

betonu C60/75, aplikovaného stan-

dardně v nosnících, byl pro monolitické

spojení jednotlivých nosníků (mostov-

ku) použit i beton C55/67. Jeho slože-

ní bylo odvozeno od betonu C60/75,

s použitím stejného cementu i stejných

frakcí kameniva se stejnou výsled-

nou křivkou zrnitosti. Rozdíly spočíva-

ly především ve snížení dávky cemen-

tu a v přídavku vláken Anti-Crak HD

pro omezení smršťovacích trhlin. Rov-

něž typ použitého superplastifikátoru

Woermann byl modifikován tak, aby by-

la zajištěna delší doba zpracovatelnos-

ti čerstvého betonu, nutná při průměr-

ném čase přepravy betonu 60 min.

Výroba nosníků i betonu pro monolitic-

kou část konstrukce probíhala v provo-

zovně Tovačov firmy Skanska Prefa, a. s.

Tab. 1 Receptura betonu C60/75 ❚ Tab. 1 Concrete C60/75 concrete mix composition

Složka Dávka v 1 m3

CEM I 52,5 R Hranice [kg] 460

Voda [kg] 158

FM 794 [kg] 5 až 6

Glenium 110 [kg] 0 až 2

VZ 33 [kg] 2

DTK 0/4 mm Tovačov [kg] 710

HTK 4/8 mm Tovačov [kg] 230

HDK 8/16 mm Bilčice [kg] 950

Objemová hmotnost teoretická [kg/m3] 2 520

Tab. 2 Parametry všech použitých betonů dosažené při průkazních zkouškách ❚

Tab. 2 Parameters of all used concrete grades reached by initial tests

Parametr C55/67 C60/75 C90/105

Konzistence [mm] 190 – sednutí 650 – rozlití 640 – rozlití

Pevnost v tlaku po 24 hod [MPa] – 44,9 –

Pevnost v tlaku po 7 dnech [MPa] 84,3 79,6 101,3

Pevnost v tlaku po 28 dnech [MPa] 93 101 120,7

Pevnost v tahu ohybem po 24 hod [MPa] – 5,8 –

Pevnost v tahu ohybem po 28 dnech [MPa] 10,1 8,7 –

Hloubka průsaku [mm] 12 8,3 –

Odolnost proti ChRL – odpad po 150 cyklech [g/m2] 224,5 245 –

Statický modul pružnosti po 28 dnech [MPa] 43 300 46 850 45 500

Tab. 3 Složení variant betonu C55/67 pro lávku v Českých Budějovicích ❚ Tab. 3 Concrete

C55/67 for footbridge in České Budějovice – concrete mix composition

Složka / parametrReceptura „V“

s HTK Vrábče

Receptura „K“

s HDK Kobylí Hora

CEM I 42,5 R Radotín [kg/m3] 430 435

Voda veškerá [kg/m3] 153 157

Addiment FM 350 [kg/m3] 5 4,8

Viscocrete 1045 [kg/m3] 1,6 1,6

Addiment VZ 1 [kg/m3] 1,1 0,9

Sika Control 40 [kg/m3] – (7,6)

Vlákna ANTI-CRAK HD [kg/m3] 0,6 0,6

DTK 0/4 mm Vrábče [kg/m3] 805 805

HTK 4/8 mm Vrábče [kg/m3] 295 265

HTK 8/16 mm Vrábče [kg/m3] 745 –

HDK 8/16 mm Kobylí Hora [kg/m3] – 785

Tab. 4 Průměrné hodnoty vlastností variant betonu C55/67 pro lávku v Českých Budějovicích

❚ Tab. 4 Concrete C55/67 for footbridge in České Budějovice – average values of parameters

Parametr LimitReceptura „V“

s HTK Vrábče

Receptura „K“

s HDK Kobylí Hora

Objemová hmotnost čerstvého betonu [kg/m3] – 2 447 2 457

Sednutí kužele [mm] – 190 200

Pevnost v tlaku po 28 dnech [MPa] 74,5 78,8 86,6

Objemová hmotnost ztvrdlého betonu [kg/m3] – 2 448 2 456

Pevnost hranolová po 28 dnech [MPa] – 65,6 77,8

Modul pružnosti po 28 dnech [GPa] – 44,4 46,6

Odolnost proti ChRL – odpad po 150 cyklech [g/m2] 800 140,6 89,4

Hloubka průsaku [mm] 20 2, 3 a 5 6, 5 a 3


Receptura betonu C60/75 nosníků je

uvedena v tab. 1, základní fyzikál ně-

mechanické vlastnosti všech použitých

variant betonu jsou uvedeny v tab. 2.

Podrobnější údaje lze nalézt v [4].

S odstupem času lze nyní konstato-

vat, že toto první rozsáhlejší užití vyso-

kopevnostního betonu v mostní kon-

strukci v ČR bylo úspěšné. Kontrol-

ní zkoušky pevnosti betonu při výrobě

nosníků ukázaly (obr. 6), že požadované

pevnosti bylo spolehlivě dosaženo. Ur-

čitým negativem je jen poměrně znač-

ný rozptyl dosahovaných hodnot pev-

nosti, ten se však při dalších aplikacích

HSC (viz dále) podařilo snížit na přija-

telnou míru. Dlouhodobé sledování té-

to pilotní mostní konstrukce prokáza-

lo, že se chová v souladu s výchozí-

mi předpoklady (viz článek M. Zicha

str. 82–86, pozn. red.). To je velmi

cenné zjištění pro obecnou použitelnost

vysokopevnostního betonu.

Prefabrikované nosníky vyvinuté pro

popsaný most byly využity u dalších

dvou mostů realizovaných na stavbách

dálnic D1 a D47.

LÁVKA PŘES VLTAVU V ČESKÝCH

BUDĚJOVICÍCH

Lávka pro pěší přes Vltavu v Českých

Budějovicích je převážně ocelová kon-

strukce realizovaná firmou JHP, s. r. o.

Projektant věnoval velkou pozornost

nejen základní ocelové konstrukci, ale

i návrhu spřažené monolitické mostov-

ky. Ta byla navržena z vysokopevnost-

ního betonu třídy C55/67. Aplikace vy-

sokopevnostního betonu zde umožni-

la dosáhnout dostatečné torzní tuhosti

konstrukce při zachování štíhlé estetic-

ké siluety. Návrh složení vysokopev-

nostního betonu byl proveden na FAST

VUT v Brně.

Mimo pevnost odpovídající dané kon-

strukční třídě požadoval projektant dosa-

žení statického modulu pružnosti beto-

nu po 28 dnech zrání minimálně 40 GPa

a výrazné omezení vzniku trhlin v kon-

strukci. Po dohodě zaintereso vaných

stran bylo rozhodnuto využít v maximál-

ní míře místních surovin, tj. zejména

Obr. 7 a 8 Celkový pohled na lávku

v Českých Budějovicích ❚

Fig. 7 and 8 Footbridge in České Budějovice

– general view

Obr. 9 Porovnání smršťování betonů s a bez

protismršťovací přísady

❚ Fig. 9 Comparison of shrinkage of

concretes with and without anti-shrinkage

additive

7

8

9



míst ního kameniva. Vzhledem ke geo-

logickým podmínkám na místě stav-

by a jejím okolí se zde pro výrobu běž-

ných konstrukčních betonů používá tě-

žené kamenivo (zejména z lokality Vrá-

bče), a to jemných i hrubých frakcí. Be-

tony s drceným kamenivem se používají

jen výjimečně.

Jelikož pro vysokopevnostní betony

se obecně doporučuje používat hru-

bé drcené kamenivo, byly v rámci pří-

pravných prací provedeny návrh a po-

rovnání dvou variant betonu, tj. varian-

ty s hrubým těženým, respektive s hru-

bým drceným kamenivem. Porovná-

ní receptur betonu a jejich vlastností je

zřejmé z tab. 3. a 4.

Finálně bylo rozhodnuto použít varian-

tu s hrubým drceným kamenivem „Ko-

bylí Hora“, a to zejména pro vyšší re-

zervu v tlakové pevnosti (tab. 4). Ome-

zení smršťování a vzniku trhlin bylo do-

cíleno kombinací protismršťovací pří-

sady Sika Control 40 a skleněných vlá-

ken Anti-Crak HD. Pozitivní vliv přísady

Sika Control 40 na míru smršťování

betonu byl na VUT v Brně dlouhodo-

bě experimentálně prokázán (obr. 9).

Vlákna Anti-Crak HD sloužila zejmé-

na k omezení vzniku trhlin v důsledku

plastického smršťování betonu.

Lávka, otevřená 22. června 2006, zís-

kala ocenění „Mostní dílo roku 2006“

a „Stavba roku 2007“.

Obr. 10 Celkový pohled na most přes řeku

Moravu v Olomouci ❚ Fig. 10 Bridge over

the Morava River in Olomouc – general view

Obr. 11 Hlavní oblouk mostu přes řeku

Moravu v Olomouci ❚ Fig. 11 Bridge over

the Morava River in Olomouc – main arch

Obr. 12 Nárůst smykové (vrypové) pevnosti

betonu C60/75 pro most v Olomouci

v čase ❚ Fig. 12 Increase of the concrete

C60/75 scratch strength in time for bridge in

Olomouc

Obr. 13 Výsledek kontrolních zkoušek

pevnosti betonu v tlaku betonu C60/75 pro

most v Olomouci ❚ Fig. 13 Result of check

tests of concrete strength of the concrete

C60/75 for bridge in Olomouc

Obr. 14 Celkový pohled na most přes řeku

Odru a Antošovické jezero

❚ Fig. 14 Bridge over the Odra River and

Antošovice Lake – general view

10

11

12 13



MOST „U PLYNÁRNY“

V OLOMOUCI

Most přes řeku Moravu a její obtok

v Olomouci byl postaven v letech

2006 až 2007. Jde o železobetonový

most z vysokopevnostního betonu tří-

dy C60/75. Generálním dodavatelem

stavby byla firma Skanska DS, a. s.

Železobetonovou mostní konstrukci

tvoří dva velmi štíhlé trámy (obr. 10 a 11).

Toto řešení vyplynulo z obecného poža-

davku dostatečného průtočného pro-

filu a současně poněkud protichůd-

ného požadavku investora na to, aby

most svou výškou nijak nenarušoval ráz

okolního terénu. Použití vysokopevnost-

ního betonu bylo při navrženém řeše-

ní naprostou nutností. Vedle požadavku

na pevnost odpovídající uvažované pev-

nostní třídě C60/75, formuloval projek-

tant a dodavatel stavby další doplňu-

jící požadavky na vlastnosti čerstvého

a ztvrdlého betonu. Požadovány byly:

odolnost odpovídající SVP XF4,•

omezené smršťování betonu,•

dlouhodobá (minimálně 10 h) plastič-•

nost betonu umožňující betonáž be-

ze spár i po krátkodobém přeruše-

ní betonáže.

Receptura betonu byla navržena

na FAST VUT v Brně. Zatímco ome-

zení smršťování bylo řešeno podob-

ně jako v případě lávky v Českých Bu-

dějovicích, tj. pomocí protismršťovací

přísady, dlouhodobá plastičnost byla

dosažena pečlivě vyladěnou kombi-

nací více polykarboxylátových super-

plastifikátorů a polymerních zpoma-

lovačů tvrdnutí betonu. Jelikož nám

podmínky souvisejícího kontraktu ne-

umožňují zveřejnit detailní složení be-

tonu, uvádíme v tab. 5 alespoň někte-

ré zjištěné technologické a konstrukč-

ní parametry betonu. Obr. 12 za-

chycuje průběh tuhnutí betonu v ča-

se sledovaný pomocí změn pevnosti

ve smyku zjištěné vrypem do pojivo-

vé malty.

Na obr. 13 jsou výsledky kontrolních

zkoušek betonu z průběhu výstavby,

poskytnuté jeho dodavatelem firmou

Skanska Transbeton, s. r. o. Z nich

a z odpovídajícího statistického hod-

nocení vyplývá, že při reálné produk-

ci betonu bylo dosaženo pevnostních

parametrů minimálně o třídu lepších, tj.

odpovídajících pevnostní třídě C70/85.

Průměrná pevnost po 28 dnech

zrání byla 95,4 MPa, minimální pevnost

86 MPa a maximální 108 MPa. U do-

plňkových zkoušek po 90 dnech zrá-

ní bylo dosaženo pevnosti v tlaku

v rozmezí 112 až 115 MPa. Směrodatná

odchylka pevnosti v tlaku po 28 dnech

o výši 4,96 MPa již byla podstatně

příznivější, než tomu bylo u mostu

D211. To svědčí o dobrém zvládnutí vý-

roby HSC betonu dodavatelem. Most

„U plynárny“ získal ocenění „Mostní dí-

lo roku 2008“.

Tab. 5 Parametry betonu C60/75 použitého v mostě „U plynárny“ v Olomouci ❚

Tab. 5 Concrete C60/75 of the bridge in Olomouc – reached parameters

Parametr Požadavek Dosaženo

Sednutí kužele [mm] S4 až S5 200 až 220

Doba čerpatelnosti [h] min 1 1,5

Doba plasticity [h] min 10 10 až 20

Pevnost v tlaku po 28 dnech bez AC [MPa] C60/75 103

Pevnost v tlaku po 28 dnech s AC [MPa] C60/75 95

Modul pružnosti po 28 dnech [GPa] 40,5 >43

Poznámka: zkratka AC značí protismršťovací přísadu

14



Obr. 15 a 16 Centrální pylon mostu přes řeku Odru a Antošovické

jezero ❚ Fig. 15 and 16 Bridge over the Odra River and Antošovice

Lake – central pylon

Obr. 17 Řez patou pylonu ❚ Fig. 17 Section of the

pylon’s foot

Obr. 18 Schematické znázornění čerpání betonu do vnitřního prostoru

pylonu ❚ Fig. 18 Scheme of the process of concrete pumping into

pylon’s inner space

Obr. 19 Změny konzistence „vnitřního betonu“ v závislosti na čase

❚ Fig. 19 Workability change in time of the “internal concrete”

Vnitřní beton

C60/75:

čerpatelný

po dobu 3 hodin

Vnější beton

C60/75:

omezené

smršťování

SVP XF4

15

18

17 16

19



MOST PŘES ŘEKU ODRU

A ANTOŠOVICKÉ JEZERO

Jde o téměř 600 m dlouhý most posta-

vený firmou Skanska DS, a. s., jako ge-

nerálním dodavatelem. V této zajíma-

vé a náročné konstrukci se vysokopev-

nostní a další speciální betony navrže-

né na FAST VUT v Brně uplatnily ve více

konstrukčních prvcích. Nejatraktivněj-

ším z nich je bezesporu centrální pylon

sloužící jako podpora pro závěsná lana

největšího pole mostu (obr. 15 a 16).

Ve vlastním pylonu byly aplikovány dva

betony s poněkud rozdílnou specifika-

cí, a sice beton pro vnitřní a beton pro

vnější část průřezu (vzhledem k ocelové-

mu jádru). Oba betony byly pevnostní tří-

dy C60/75, vzhledem k umístění v pylo-

nu však na ně byly kladeny některé další

různé dodatečné požadavky (obr. 17).

Pro vnitřní beton byl s ohledem

na způsob betonáže čerpáním dutinou

jádra zdola nahoru (obr. 18) specifiko-

ván požadavek čerpatelnosti po dobu

min. 3 h. Naopak vnější beton měl mít

omezené smršťování a odolnost vůči

vnějšímu prostředí charakterizované-

mu stupněm vlivu prostředí XF4. Pro

oba betony požadoval projektant mo-

dul pružnosti minimálně 40,5 GPa.

V dříve uvedených případech mostů

z vysokopevnostního betonu byly po-

žadované vlastnosti čerstvého betonu,

jako jsou konzistence, stabilita či kine-

tika tuhnutí, dosaženy pečlivě vyladě-

nou kombinací více polykarboxyláto-

vých superplastifikátorů různých vlast-

ností, často i různého výrobce. Díky po-

kroku v oblasti přísad do betonu, moh-

la být v případě pylonu ve složení obou

variant betonu použita za stejným úče-

lem jen jedna polyfunkční polykarboxy-

látová přísada Stachement ST2180.

Jak je zřejmé z tab. 6 a obr. 19, poža-

dovaných parametrů čerstvého i ztvrd-

lého betonu se v obou případech po-

dařilo dosáhnout. Rovněž pylon byl

úspěšně vybetonován v souladu s po-

žadavky dodavatele.

Most přes Odru a Antošovické jeze-

ro, otevřený v roce 2007, získal oce-

nění „Mostní dílo roku 2007“ a „Stav-

ba roku 2008“.

Podobně, jako v případě mostu D211,

probíhá již od stadia výstavby průběžné

sledování chování pylonu i celé mostní

konstrukce. S jeho výsledky bude od-

borná veřejnost seznámena v některém

z příštích čísel tohoto periodika.

LÁVKA PRO PĚŠÍ PŘES ŘEKU

SVRATKU

Samokotvená lávka pro pěší přes ře-

ku Svratku v Brně spojuje nové ad-

ministrativní centrum (Spielberg Office

Centre) s historickým jádrem města Br-

na. Mostovka lávky z předpjatého pá-

su délky 43,5 m je tvořena prefabriko-

vanými segmenty délky 1,5 m z vyso-

kopevnostního betonu C70/85. Plochý

nosný oblouk o rozpětí 42,9 m a vze-

pětí 2,65 m je sestaven ze dvou seg-

mentů vyrobených rovněž z vysoko-

pevnostního betonu C70/85. Oblouk

je tvořen dvěma „větvemi“, které ma-

jí proměnnou vzájemnou vzdálenost

a u opěr se spojují (obr. 20 až 22).

Segmenty mostovky i oblouku byly

vyrobeny v provozovně Tovačov firmy

Skanska Prefa, a. s. Beton použitý pro

mostovku i oblouky v zásadě odpoví-

dal betonu C60/75 použitému dříve pro

nosníky mostu D211 (viz výše). Optima-

Tab. 6 Dosažené parametry betonů C60/75 pro pylon ❚ Tab. 6 Concretes C60/75 for the

pylon – reached parameters

Parametr Limit Vnitřní beton Vnější beton

Sednutí kužele [mm] – 210 až 220 210 až 220

Pevnost v tlaku po 1 dni [MPa] – 43 –

Pevnost v tlaku po 3 dnech [MPa] – 72 70



Modul pružnosti po 28 dnech [GPa] 40,5 > 43 > 43

Odolnost proti ChRL – odpad po 150 cyklech [g/m2] 800 150 79,5

Hloubka průsaku [mm] 20 4 3

Speciální vlastnost čerpatelnost > 3 h redukce smrštění

20



lizací výrobního postupu se podařilo

snížit rozptyl kvality betonu, takže be-

ton mohl být zařazen o jednu pevnost-

ní třídu výše. Montáž lávky provádě-

la firma Skanska DS, a. s. Zajímavostí

je, že se na stavbě lávky přímo podíleli

odborníci z Fakulty stavební VUT v Br-

ně, když vedle stavebního dozoru pro-

vedli i zmonolitnění oblouku lávky do-

betonávkou vysokopevnostním beto-

nem ve spojení obou prefabrikovaných

částí nosného oblouku (obr. 23 a 24).

Lávka, dokončená v září roku 2007,

získala řadu ocenění: „Mostní dílo ro-

ku 2007“, „2008 Footbridge Award“

(Porto 2008), „Vynikající betonová kon-

strukce“ (ČBS 2009) a „Oustanding

Concrete Structure“ (fib, Wahington,

D.C. 2010).

LÁVKA NA RYCHLOSTNÍ

KOMUNIKACI R35 U OLOMOUCE

Samokotvená lávka o celkové délce

83 m převádí provoz pěších a cyklistů

přes rychlostní komunikaci R35 na ob-

chvatu Olomouce (obr. 25 a 26). Mostov-

ka z předpjatého pásu o dvou polích

je tvořena prefabrikovanými segmenty

délky 3 m z vysokopevnostního betonu

C70/85. Segmenty jsou tvořeny tenkou

deskou tloušťky 100 až 290 mm vyztuže-

nou jednou vrstvou Kari sítě. Prefabriko-

vané segmenty byly vyrobeny ve výrob-

ně Eurovia CS, a. s., závod Řevnice. Mo-

nolitický oblouk o rozpětí 64 m a vzepětí

6,44 m podpírá pás mostovky uprostřed

rozpětí a je vyroben z betonu C60/75.

V zásadě jde o stejný vysokopevnostní

beton, jaký byl použit pro celou konstruk-

ci mostu „U plynárny“ v Olomouci. Modi-

fikována byla pouze rychlost jeho tuhnutí

a tvrdnutí, protože v tomto případě nebyla

požadována plastičnost betonu po dobu

10 h. Výrobcem a dodavatelem betonu

oblouku byla opět firma Skanska Trans-

beton, s. r. o. Dodavatelem celé stavby

byla firma Bögl a Krýsl, k. s. Lávka byla

dokončena v roce 2007.

Literatura:

[1] Nawy G. A.: Fundamentals of High-

Performance Concrete. John Wiley

& Sons Inc. 2nd. ed. 2001, New York,

USA

[2] Aitcin P.-C.: Vysokohodnotný beton,

IC-ČKAIT, Praha, 2005

[3] Bickley J. A., Mitchell D.: A State-

of-Art Review of High Performance

Concrete Structures built in Canada

1990-2000, Cement Association of

Canada, Toronto, 2001

[4] Terzijski I., Čeliš P., Konečný L.:

Aplikace vysokopevnostního betonu

v mostní konstrukci D211. Beton TKS

5/2004, s. 36-42

[5] Zich M.: Dlouhodobé sledování

mostu z vysokopevnostního betonu,

sborník konference „Zkoušení a jakost

ve stavebnictví 2009“, Brno, 2009,

s. 177–186

[6] Daněk P., Schmid P.: Sledování

reologických a lomových parametrů

vysokopevnostních betonů, interní

technická zpráva, FAST VUT v Brně,

2006

[7] Strasky J.: Bridges Utilizing High-

strength concrete, 30th Conference

of Slovenian Structural engineers,

Bled 2008

Obr. 20, 21 and 22 Lávka pro pěší přes

řeku Svratku ❚ Fig. 20, 21 and 22 The

pedestrian bridge over the Svratka River –

general view

Obr. 23 Vyztužení vrcholu oblouku lávky přes

řeku Svratku ❚ Fig. 23 Reinforcement of

the arch top of the pedestrian bridge over the

Svratka River

Obr. 24 Dobetonávka vrcholu oblouku lávky

přes řeku Svratku ❚ Fig. 24 Concrete fill of

the arch top of the pedestrian bridge over the

Svratka River

Obr. 25 a 26 Lávka na obchvatu

Olomouce ❚ Fig. 25 and 26 Pedestrian

bridge on the bypass highway by Olomouc

21

22

23 24



ZÁVĚR

V moderních mostních konstrukcích se

v posledních letech s úspěchem uplat-

ňují vysokopevnostní betony. K poža-

davkům na vysokou pevnost se čas-

to přidružují další speciální požadavky,

vyplývající nejčastěji z požadavků tech-

nologie výstavby nebo z místa aplikace

v konstrukci. Tyto nároky se ve všech

uvedených případech podařilo splnit,

a to zejména díky úzké spolupráci pro-

jekce s navrhovatelem i dodavatelem

betonu a v neposlední řadě i díky pečli-

vému návrhu složení betonu s využitím

nejmodernějších přísad.

Projekty všech popsaných mostů byly

vypracovány projekční firmou Stráský, Hustý

a partneři, Brno [7].

Autor článku děkuje Prof. Ing. Jiřímu Stráskému,

DSc., za cenné připomínky a za to, že mu

umožnil podílet se na přípravě i realizaci

prezentovaných významných a esteticky zdařilých

konstrukcí.

Teoretické podklady pro prezentované výsledky

byly získány za finančního přispění MŠMT ČR,

v rámci výzkumného záměru MSM 0021630519

„Progresivní spolehlivé a trvanlivé nosné stavební

konstrukce“ a za finančního přispění MPO ČR,

v rámci projektu FI-IM/185 „Nové úsporné

konstrukce z vysokopevnostního betonu“.

Doc. Ing. Ivailo Terzijski, CSc.

Ústav betonových

a zděných konstrukcí

Fakulta stavební Vysokého učení

technického v Brně


tel.: 541 147 850

25

26

NÁVRH A VYUŽITÍ BETONU PRO MESTSKOU ESTAKÁDU

V POVÁŽSKÉ BYSTRICI ❚ DEVELOPMENT AND USAGE OF

CONCRETE FOR URBAN VIADUCT IN POVÁŽSKÁ BYSTRICA



Richard Novák, Marek Magyar,

Igor Halaša

Dálniční mostní Mestská estakáda přes

Povážskou Bystricu celkové délky 968 m je

vedena ve výšce 30 až 40 m nad okolním teré-

nem. Rozpětí polí je od 34,2 do 122 m. Předpjatá

betonová mostovka spojuje oba jízdní směry

na jedné nosné konstrukci a je tvořena komo-

rovým nosníkem s velmi vyloženými konzolami.

Nosný systém je navržen typu Extradosed se

závěsy vedenými sedly na nízkých pylonech.

Zkrácená lhůta výstavby mostu si vyžádala

specifický přístup k návrhu konstrukce, řešení

detailů a návrhu betonové směsi pro nosnou

konstrukci. ❚ A bridge viaduct in Povážská

Bystrica has a total length of 968 m and is

elevated 30 to 40 m above the ground. Span

length varies from 34,2 to 122 m. A prestressed

concrete deck merged both directions of the

highway onto one superstructure. A cross

section is made by a box girder with large

overhangs. The superstructure was designed

of an Extradosed type with stay cables guided

through low pylons. Specific approach for the

design of the superstructure, detailing and

development of concrete was needed in

fulfilment of the terms of construction.

Nový dálniční most se nachází v urba-

nizovaném prostředí, překonává obyt-

nou a průmyslovou část města, míst-

ní komunikace, železnici a řeku. Nivele-

ta mostu je vedena v konstantním po-

délném spádu 2,2 % a s výjimkou polí

1 a 2 ve směrově přímé trase. Celko-

vá délka nosné konstrukce je 959,4 m.

Výstavba nosné konstrukce mostu pro-

bíhala metodou letmé betonáže v sy-

metrických konzolách.

Založení mostu je hlubinné na mik-

ropilotách (podpěry 6 až 11) a ploš-

né na horninovém podloží (podpě-

ry 2 až 5). Pilíře byly navrženy jako rá-

mově spojené dvojice stěn proměnné

osové vzdálenosti. Tvar podpěr umož-

nil zajistit stabilitu vahadla při výstav-

bě nosné konstrukce a zároveň je do-

statečně štíhlý a vzdušný do městské-

ho prostředí. Nosná konstrukce je tvo-

řena spojitým nosníkem o deseti po-

lích s rozpětími 34,2 + 48,8 + 70,8 +

6 x 122 + 68 m a na pilířích je ulože-

na pomocí hrncových ložisek. Nosnou

konstrukci tvoří komorový nosník s vel-

mi vyloženými konzolami podepřený-

mi prefabrikovanými vzpěrami. Šířka

Obr. 1 Výstavba vahadla ❚ Fig. 1 Construction of balanced cantilever

Obr. 2 Podélný řez ❚ Fig. 2 Elevation

Obr. 3 Příčný řez ❚ Fig. 3 Cross section

Obr. 4 Postupná výstavba lamel ❚ Fig. 4 Incremental construction of segments

1

2

3 4



nosné konstrukce je 30,4 m (včetně odvodňovacích žlabů),

výška průřezu je proměnná od 4,7 m v poli až po 6 m nad

podporami. Tloušťka stěn a dolní desky je po délce mos-

tu proměnná, motiv horní desky a vzpěr zůstává neměnný.

Extradosed kabely mají poloharfové uspořádání, nacháze-

jí se v ose mostu a jsou vedené skrze 14 m vysoké pylony

(obr. 2 a 3). Beton pilířů a pylonů je třídy C35/45, mostovka

je z omezeně předpjatého betonu C45/55.

Předpětí mostu je řešeno kombinací soudržných a vněj-

ších kabelů. Soudržné kabely napínané při výstavbě vaha-

del (vahadlové kabely) jsou vedené v horní desce a kotve-

né v pracovních spárách v místě styku stěn a horní des-

ky a vzpěry s horní deskou. Vahadlové kabely jsou tvořeny

šesti kusy 12laných kabelů pro každou lamelu. Příčné před-

pětí je tvořeno 4lanými kabely vedenými v plochých kanál-

cích. Po zmonolitnění vahadel do jedné nosné konstruk-

ce byly napnuty kabely vedené přes uzavírací spáru (kabe-

ly spojitosti). Tyto kabely jsou vedeny v horní a spodní des-

ce a jsou kotveny v nálitcích situovaných v rozích komoro-

vého průřezu. Pro zlepšení dlouhodobého chování nosné

konstrukce, omezení vlivu dlouhodobých průhybů, byly na-

vrženy další kabely spojitosti vedené v parabolických dra-

hách ve stěnách a kotvené v zesílené části stěn nadpodpo-

rových zárodků.

Závěsy jsou tvořeny osmi kabely o 37 lanech pro každý py-

lon. V mostovce jsou závěsy kotveny v nálitku uvnitř komoro-

vého průřezu, přes pylon jsou vedeny v sedlových trubkách.

Sedla jsou řešena jako soudržná zamezující volnému proklu-

zu lan. Na základě statického výpočtu se zahrnutím vlivu do-

tvarování, smršťování a relaxace se nepředpokládá nutnost

rektifikace závěsů pro celou dobu životnosti mostu.

Založení, spodní stavba i nosná konstrukce jsou navrže-

ny tak, aby při rekonstrukci mostního svršku bylo možné

na mostě zachovat provoz vedený po jedné polovině mostu.

Do nosné konstrukce mostu a k závěsům jsou zabudována

teplotní a napěťová čidla snímající teplotu a napjatost v be-

tonu a v předpínacích lanech. Odečet těchto hodnot je mož-

né provádět přímo z komory mostu kdykoli v rámci prohlíd-

ky, pravidelné údržby či při mimořádných událostech. Závě-

sy mostu jsou navržené jako rektifikovatelné a vyměnitelné.

Vyměnitelnost je uvažována pro každý závěs zvlášť. Systém

závěsů splňuje požadavky PTI Guide Specification for Stay

Cable Design – nosná konstrukce je posouzena pro ztrátu

únosnosti libovolného závěsu. Ochrana proti korozi soudrž-

ného předpětí je pomocí injektáže. Ochrana předpínacích

lan závěsů splňuje požadavky pro nejvyšší stupeň korozní-

ho prostředí – třívrstvá ochrana tvořená pozinkovanými lany

v PE obalu s tukem a v ochranné PE trubce.

NÁVRH KONSTRUKCE PRO ZKRÁCENÝ TERMÍN

VÝSTAVBY

Původní návrh obsažený v tendrovém projektu řešil výstav-

bu mostu ve třech stavebních sezonách. Rozpětí jednotli-

vých polí bylo shodné a vnější tvar nosné konstrukce podob-

ný. Výstavba nosné konstrukce však byla rozdělena na dvě

fáze. Nejprve páteřní dvoukomorový nosník se závěsy extra-

dosed, dodatečně pak dobudované vyložené příčně přede-

pnuté konzoly podepřené ocelovými vzpěrami. Pilíře umož-

ňovaly jednoosé uložení nosné konstrukce, a tak bylo nutné

pro výstavbu nosné konstrukce zbudovat vysoké montážní

podpěry zajišťující stabilitu vahadla.

Základní podmínkou realizace mostu bylo jeho dokonče-

ní do dvaceti dvou měsíců od zahájení výstavby. Realizační

harmonogramy prací zhotovitelského týmu obsahovaly (i při

uvážení výstavby všech vahadel současně) několik význam-

ných omezení v plynulosti prací:

nejprve bylo nutno dokončit vahadla a až poté bylo možné •

dokončovat příčný řez vyloženými konzolami,

vzpěry tvořené ocelovými kruhovými profily ve tvaru X by-•

ly časově velmi náročné na výrobu.

Projekční tým se spolu se zhotoviteli dohodl na upraveném

řešení tendrové dokumentace:

rozpětí polí, výška pylonů a v co největší míře i vzhled •

mostovky zůstanou zachovány,

pilíře budou umožňovat zajištění stability vahadla nosné •

konstrukce proti překlopení a pootočení,

zárodek nosné konstrukce bude vybudován s pomocí leh-•

ké skruže zavěšené na hlavici pilíře,

příčný řez nosné konstrukce bude zhotovován v jedné fázi,•

vzpěry podpírající konzolu mostovky budou prefabrikova-•

né, rámově spojené s nosnou konstrukcí,

původně dvě části estakády (krátká první dvě pole a hlav-•

ní extradosed estakáda) budou sloučeny do jedné spojité

nosné konstrukce,

tíha nosné konstrukce bude optimalizována s ohledem •

na nutnost nasazení sedmi párů betonářských vozíků.

Projekčnímu sdružení se podařilo úkoly vyřešit s výjimkou

třetího bodu. Zde byla po diskuzi navržena oddělená be-

tonáž kotevního bloku extradosed kabelu a vnitřních táhel

(obr. 4, 7 a 8). Takto navržený postup poskytnul mnohem

vyšší garanci přesnosti osazení průchodky závěsu.

POŽADAVKY NA BETONY NOSNÉ KONSTRUKCE

Po zpracování základních částí projektové dokumentace

zhotovitelé vypracovali nové podrobné harmonogramy pra-

cí včetně detailního řešení výstavby jednotlivých lamel nosné

konstrukce. Z představených harmonogramů vyplynul poža-

davek na výstavbu nosné konstrukce během jedné stavební

sezony a zároveň nutnost předpínání po jednom dni. Z hle-

diska návrhu receptur betonových směsí tak bylo nutno řešit

návrh tří základních receptur:

beton C45/55 pro nosnou konstrukci, který bude umož-•

ňovat předepnutí kabelů po jednom dni a zároveň nebude

vyvozovat nadměrný vývin hydratačního tepla a smrštění,

beton odvodňovacího žlabu nosné konstrukce, který bu-•

de betonován současně s ní, bude připraven ve stejné be-

tonárně a bude splňovat zvýšené požadavky na odolnost

vůči mrazu a chloridům,

beton kotevních bloků závěsů a šikmých vnitřních táhel, •

který bude plnit vysoké nároky na zpracovatelnost hustě

armovaných prvků.

Pro zajištění realizace těchto požadavků je nezbytná účast

zkušených odborníků – technologů. Nevyhnutelná byla je-

jich účast na stavbě a v betonárně při úpravách receptur pro

betonáž v letním a zimním období a pokyny k ošetřování be-

tonu. Stejně tak bylo nezbytné bezchybné logistické zajiště-

ní dopravy betonu, neboť při výstavbě sedmi vahadel sou-

časně v pracovním cyklu deseti až čtrnácti dní byl dopravo-

ván beton v objemu 2 x 100 m3 do bednění nosné konstruk-

ce téměř každý den.

ANALÝZA POŽADAVKŮ NA BETON NOSNÉ

KONSTRUKCE

Při návrhu betonové směsi pro beton C45/55 bylo nutné

postupovat obezřetně a sladit protichůdné požadavky kon-

strukční a technologické:



předpínání již po jednom dni,•

omezení smršťování a dotvarování s ověřením průběhu •

dlouhodobou zkouškou,

omezení vývinu hydratačního tepla,•

stanovení a průběžná kontrola modulu pružnosti betonu.•

Omezení smršťování a dotvarování betonu velmi nepříznivě

ovlivňuje dlouhodobou geometrickou stálost nivelety mostu.

Při požadavku předpínání po jednom dni a nutnosti význam-

ně přidat množství cementu bylo vhodné snížit vodní souči-

nitel, přidat vhodné superplastifikátory a udržet smršťování

a dotvarování v hodnotách běžně stanovených normami.

Betony rychle nabývající pevnost v sobě skrývají potenciál-

ní nebezpečí v podobě vysokého vývinu hydratačního tep-

la. Vzhledem k maximální tloušťce betonovaného prvku rov-

né 1 m bylo nutné se podrobně věnovat této problematice.

Pokud by došlo v konstrukci k nárůstu teploty přes 70 °C,

hrozila by ztráta únosnosti spodní desky nosné konstrukce

v oblasti podpor vlivem vnitřního porušení betonu trhlinami.

ZÁRODKY NOSNÉ KONSTRUKCE

Zárodky na nosné konstrukci plní funkci startovacího prvku

geometrie konstrukce a podpěrného prvku pro betonářské

vozíky. Pro urychlení výstavby byla použita lehká prostorová

skruž, jejíž dílce byly sestaveny na zemi a posléze postupně

vyzvednuty a zavěšeny na hlavici pilíře. Pro odlehčení kon-

strukce skruže byl zárodek rozdělen na tři betonážní takty.

Nejprve se betonovala spodní deska, následně stěny komo-

ry a diafragmata a na závěr horní deska. Nejmasivnější prv-

ky tak byly betonovány do bednění opřeného o hlavici pilíře.

Zabetonované stěny a diafragmata byly využity pro zakotve-

ní táhel částečně vyvěšujících část skruže pro bednění horní

desky (obr. 5). Po příčném předepnutí horní desky byla skruž

po jednotlivých dílcích spuštěna na zem.

LAMELY NOSNÉ KONSTRUKCE

Vahadlo nosné konstrukce se skládá ze zárodku a 2 x 11

lamel betonovaných pomocí betonářského vozíku. Vahadla

jsou po dokončení vzájemně spojena vybetonováním uzaví-

rací spáry a jejím následným předepnutím. V osmi lamelách

jsou zakotveny závěsy a v těchto lamelách je nutno vyřešit

přenos svislé síly ze závěsu do nosné konstrukce. Samotné

zakotvení kabelu do nálitku v horní desce není staticky mož-

né a je nutné jej doplnit ztužením příčného řezu. To je navr-

ženo pomocí vnitřních předpjatých táhel obdélníkového prů-

řezu. Táhla přenesou svislou sílu ze středu horní desky do rá-

mového rohu komory, kde je silové zatížení přenášeno stěno-

vou tuhostí příčného řezu (obr. 6 a 7).

Dvoufázová betonáž těchto lamel probíhala následujícím

způsobem: Nejprve byl zhotoven celý typický příčný řez s vý-

jimkou otvoru 1 x 2,4 m v horní desce. Po předepnutí 50 %

příčného předpětí a 100 % vahadlových kabelů kotvených

v příslušné lamele byl vozík přesunut do polohy pro betonáž

následující lamely. V průběhu prací na další lamele bylo osa-

zeno bednění táhel a nálitku kotvy závěsu, osazena ocelová

průchodka závěsu a armatura. Následně proběhla betonáž

s pomocí lehce zhutnitelného betonu, protože nepřístupnost

šikmých táhel a hustota armatury kotevního bloku neumož-

ňovaly dostatečné použití vibrátorů. Po dosažení požadova-

Obr. 5 Výstavba zárodku ❚ Fig. 5 Pier segment erection

Obr. 6 Táhla a kotevní bloky závěsů ❚ Fig. 6 Ties and stay-cable blisters

Obr. 7 Příčný řez lamelou ❚ Fig. 7 Cross section of segment

Obr. 8 Podélný řez lamelou ❚ Fig. 8 Elevation of segment

Obr. 9 Zatěžovací zkouška segmentu ❚ Fig. 9 Load test of segment

Obr. 10 Průběh smršťování a dotvarování při zkoušce ❚ Fig. 10 Shrinkage and creep from test

5

7

8

6



né pevnosti betonu bylo napnuto zbývajících 50 % příčného

předpětí lamely a napnut extradosed závěs (obr. 7 a 8).

ZKUŠEBNÍ SEGMENT NOSNÉ KONSTRUKCE

Pro tak rozsáhlou konstrukci byla investorem vyžadována

realizace zkušebního segmentu v měřítku 1 : 1 včetně pro-

vedení zatěžovací zkoušky. Rozsah zkušebního segmentu

byl zvolen tak, aby bylo možné vyzkoušet práce na armo-

vání, ukládce betonové směsi, osazení průchodky, osaze-

ní bednění táhel a nálitku extradosed závěsu, jejich vyarmo-

vání a provést betonáž druhé fáze příčného řezu. Reálnou

zkouškou in-situ mohla být odladěna zpracovatelnost beto-

nové směsi a sledován vývin teploty v průřezu. Byla sledová-

na okamžitá teplota betonu i teplotní spád v konstrukci. Zku-

šební segment byl vybaven strunovými tenzometry snímají-

cími přetvoření betonu při předpínání, smršťování a relaxaci

předpětí a chování při zatěžovací zkoušce. Pro prvky příčné-

ho předpětí a předpětí vnitřních táhel byly osazeny elasto-

magnetické snímače napjatosti zaznamenávající ztráty před-

pětí při napínání, relaxaci a smršťování a nárůst napětí při za-

těžovací zkoušce.

Zatěžovací zkouška byla vykonána pro dva zatěžovací sta-

vy horní desky: ohyb konzoly vně vzpěry a ohyb horní des-

ky v prostoru nad vzpěrami (obr. 9). Zatěžovací zkouškou

byla prokázána vysoká únosnost konstrukce vůči zatížení

a odolnost proti dosažení mezní únosnosti. Pro normou de-

finované sestavy pohyblivých zatížení nevznikají v horní des-

ce trhliny.

BETÓN NOSNEJ KONŠTRUKCIE

Pre výstavbu nosnej konštrukcie estakády bol použitý betón

triedy C45/55 XC4, XD3, XF2 (SK) – Cl 0,1 – Dmax 22 – S4

– max. priesak 50 mm podľa STN EN 12390-8. Ďalšími po-

žiadavkami na uvedený betón sú minimálna pevnosť v tla-

ku 30 MPa po 24 h a statický modul pružnosti po 28 dňoch

34 GPa. Betón bol vyrábaný na centrálnej betonárni v Po-

važskej Bystrici, ktorá je vzdialená od staveniska približne

15 min jazdy autodomiešavačom.

Príprava betónu, ktorý bol používaný pre výstavbu nos-

nej konštrukcie, prebiehala v laboratórnych podmienkach

od novembra 2008. Vzhľadom na množstvo vlastností betó-

nu, ktoré bolo treba preveriť, bolo len pre vypracovanie sa-

motnej Počiatočnej skúšky typu (průkazní zkoušky) potreb-

né vyrobiť v laboratórnych podmienkach bez mála 0,5 m3

betónu. V tab. 1 sú uvedené zistené vlastnosti betónu z Po-

čiatočnej skúšky typu a vlastnosti betónu zo skúšobného

segmentu.

Pre dodržanie správnej geometrie a tolerancií pri výstavbe

mosta bolo dôležité pracovať so správnou hodnotou modu-

lu pružnosti betónu. Slovo „správne“ v tomto prípade zna-

mená zhodu medzi projektovou dokumentáciou a medzi

reálne aplikovaným betónom.

Normové požiadavky sú podľa STN EN 1992-1-1 alebo

STN 73 1251 v tomto smere len informatívne. Napríklad de-

formácia konca vahadla pri betonáži poslednej lamely bola

35 mm. Ak by sme brali do úvahy hodnoty uvádzané nor-

mou 40,5 GPa, ide o rozdiel cca -20 % a deformáciu 28 mm.

Pokiaľ by sme brali do úvahy prvé výsledky skúšok s pôvod-

nou receptúrou (modul pružnosti 27 GPa), pre poslednú be-

tonáž lamely by sme dostali deformáciu 42 mm. Tento roz-

diel je ľahko merateľný a pri opakovanej výstavbe by vyústil

do zložitého vyrovnávania povrchu mosta pomocou sanač-

ných materiálov. Po vzájomnej dohode bola stanovená mini-

málna hodnota modulu pružnosti, ktorú je výrobca s prime-

ranými nákladmi schopný zaistiť a projektant je schopný ga-

rantovať minimalizáciu rizika nepresností pri výstavbe.

VPLYV ZMRAŠŤOVANIA

Ďalším faktorom, často ešte významnejším sú vplyvy dotva-

rovania a zmrašťovania. Je všeobecne známou pravdou, že

hodnoty uvádzané normou STN 73 1251 sú z dôvodu zasta-

ranosti teórie výpočtu veľmi podhodnotené. Hodnoty uvád-

Tab. 1 Vlastnosti betónu z Počiatočnej skúšky typu a zo skúšobného

segmentu ❚ Tab. 1 Characteristics of concrete

Betón STN EN 206-1 – C45/55 XC4, XD3, XF2 (SK) – Cl 0,1 – Dmax

22 – S4 – max. priesak 50 mm podľa STN EN 12390-8 – statický modul pružnosti po 28 dňoch 34 GPa – nárast pevnosti 30 MPa/24 h

Vlastnosť betónuZistená hodnota pri Počiatočnej

skúške typu

Zistená hodnota pri skúšobnom segmente

Konzistencia skúškou sadnutím [mm] po vyrobení 250 250

Konzistencia skúškou sadnutím [mm] po 60 min. 200 200

Teplota čerstvého betónu [°C] po vyrobení 17,8 22,7

Objemová hmotnosť zatvrdnutého betónu [kg/m3]

po 28 dňoch a vysušení v sušiarni2 350 –

Pevnosť v tlaku [MPa] po 24 h 37,5 20

Pevnosť v tlaku [MPa] po 48 h 53,5 36,5

Pevnosť v tlaku [MPa] po 28 dňoch 75 81

Maximálny nameraný priesak vody [mm] 15 20

Statický modul pružnosti [GPa] po 3 dňoch 30,12 -

Statický modul pružnosti [GPa] po 28 dňoch 33,346 33,9

Odolnosť voči vplyvu vody a ChRL [g/m2] 95,33 68,4

Mrazuvzdornosť – súčiniteľ mrazuvzdornosti 0,86 0,86

-1600

-1400

-1200

-1000

-800

-600

-400

-200

0

200

0 10 20 30 40 50 60 70Čas [dny]

po

měrn

é p

řetv

oře

ní [μ

m/m

]

Vývoj smršťování a dotvarování betonu BetonRacio/30MPa/Ladce

V prostředí s relativní vlhkostí 55 až 60%

Okamžik zatížení v dotvarovacím lise

Ve vodě

Ladce_smršťování Ladce_smršťování a dotvarování

9 10



zané normou STN 1992-1-1 a 1992-2 sú založené na mo-

dernej teórii a sú pre väčšinu konštrukcií dostatočne pres-

né. Pre Mestskú estakádu boli urobené skúšky zmrašťovania

a dotvarovania. Na základe týchto výsledkov boli upravené

vstupné parametre dotvarovania a zmrašťovania v statickom

výpočte (obr. 10 a 11).

VPLYV HYDRATAČNÉHO TEPLA A SPÔSOBU

OŠETROVANIA BETÓNU

Betonáž skúšobného segmentu a následné merania potvrdili

významný vplyv teploty a spôsobu ošetrovania betónu na ná-

rast pevnosti v prvých dňoch po vyrobení. Zatiaľ čo betón oše-

trovaný v laboratórnych podmienkach už od svojho vyrobe-

nia a tiež betón v konštrukcií, ovplyvnený narastajúcim hydra-

tačným teplom, dosiahli požadovanú pevnosť v tlaku po 24 h,

pevnosť v tlaku skúšobných telies chránených len pred pove-

ternostnými vplyvmi po 24 h výrazne zaostala. Podľa vykona-

ných meraní klesla teplota vzduchu počas prvých 24 h od za-

betónovania segmentu až k 7 °C, pričom najvyššia denná tep-

lota dosiahla približne 24 °C. Teplota v konštrukcii vo svojom

maxime atakovala 70 °C. Na základe zistení o vplyve teploty

na nárast pevnosti skúšobných telies bolo pristúpené k ďalši-

emu overeniu pevnosti betónu vyrobeného na betonárni a ná-

sledne k zabezpečeniu optimálneho ošetrovania skúšobných

telies už na stavenisku. Po vyhodnotení získaných výsledkov

bolo rozhodnuté nerobiť v zložení betónu pre nosnú konštruk-

ciu žiadne zásahy (obr. 12).

REALIZÁCIA NA STAVBE

Betonáž prvej lamely reálnej konštrukcie začala dňa 24. jú-

la 2009, trvala bezmála 12 h a celkovo bolo uložených 250

m3 betónu. Teplota v konštrukcii prvej lamely dosiahla v kri-

tických miestach prierezu hodnotu prijateľných 56 °C.

Pevnosť betónu v tlaku po 24 h dosahovala hodnotu

35 MPa a po 48 h hodnotu 46,5 MPa, čím boli splne-

né požadované pevnosti na predpínanie. V ďalších pra-

covných záberoch na ďalších lamelách sa z praktických

dôvodov vyhodnocovala aj 36hodinová pevnosť v tla-

ku. Tá dosahovala 40,5 MPa. Po tomto čase sa začínalo

s predpínaním konštrukcie a vozík sa vysúval do ďalšieho

záberu.

Doprava čerstvého betónu na stavbu bola realizovaná do-

miešavačmi s užitočným objemom 5 až 10 m3. Špecifi-

kom bola stavenisková doprava – čerpanie betónu do kon-

štrukcie. Použili sa dve mobilné čerpadlá s ramenom 52 m,

na ktoré sa na konštrukcii napojilo horizontálne potrubie

s predpokladanou maximálnou dĺžkou 50 m. Betón bol

po prečerpaní ukladaný do debnenia a zhutňovaný ponor-

nými vibrátormi (obr. 13).

Pre betonáž nosnej konštrukcie v zimnom období nebolo

potrebné robiť v pôvodnom zložení betónu takmer žiadne

zmeny. Malé úpravy sa uskutočnili len v období najnižších

teplôt vzduchu, keď sa obmedzilo dávkovanie spomaľova-

cej prísady, ktorá zabezpečovala predĺženej spracovateľ-

nosti čerstvého betónu v letnom období.

BETÓN ŽLABU A BETÓN VNÚTORNÝCH T IAHEL

A NÁLIATKOV ZÁVESOV

Odvodňovací žľab bol betónovaný súčasne s každou lame-

lou. Bol navrhnutý z betónu C35/45 XC4, XD3, XF4 (SK) –

Cl 0,1 – Dmax 16 – S4 – max. priesak 50 mm podľa STN

EN 12390-8. Pri betonáži lamely bol ukladaný do debnenia

Vývoj zmrašťovania v čase dle STN EN 1992-1-1

[dny]

10

vysychaním autogenné celkové

100 1000 10000 1000000.0E+00

-5.0E-05

-1.0E-04

-1.5E-04

-2.0E-04

-2.5E-04

-3.0E-04

-3.5E-04

-4.0E-04

Vývoj zmrašťovania v čase pre projekt

[dny]

10

vysychaním autogenné celkové

100 1000 10000 1000000.0E+00

-5.0E-05

-1.0E-04

-1.5E-04

-2.0E-04

-2.5E-04

-3.0E-04

-3.5E-04

-4.0E-04

11a

12

11b

13



ako prvý. Pre vytvorenie technologickej škáry rozhrania be-

tónov bolo použité profilované drôtové pletivo.

Pre vnútorné tiahla a kotevné bloky (náliatky) závesov

bol navrhnutý ľahkozhutniteľný betón triedy C35/45 XC4,

XD3, XF4 (SK) – Cl 0,1 – Dmax 16 – F5 – max. priesak

50 mm podľa STN EN 12390-8 – pevnosť v tlaku 40 MPa

po 5 dňoch. Na tento betón boli pri návrhu receptúry klade-

né viaceré požiadavky.

Bolo nutné navrhnúť zloženie betónu tak, aby spĺňal náro-

ky na pevnostné charakteristiky v čase predpínania a zároveň

aby mal požadovanú konzistenciu v čase dodania na stavbu.

Konzistencia rozliatím po 20 min od namiešania sa pohybo-

vala v rozmedzí 600 až 550 mm a obsah vzduchu v čerstvom

betóne sa pohyboval medzi 4,5 až 6 %. Vzpera sa odlievala

od hornej dosky mostovky cez kruhový otvor, ktorý bol v osi

mosta. Cez tento pomerne malý prierez bolo použitie ponor-

ných vibrátorov vylúčené. Betón bolo nutné do celého priere-

zu husto vystuženého prvku dostať len pomocou príložných

vibrátorov. Tempo výstavby si aj tu vyžiadalo úpravu zloženia

betónu. Výsledkom bol skrátený čas nárastu pevnosti betónu

v tlaku aj napriek vplyvu chladného počasia.

ZHODNOTENIE VÝSLEDKOV A ZÁVER

Počas betonáží nosnej konštrukcie nedošlo k zásadným

problémom pri doprave či ukladaní betónu. V článku popiso-

vané betóny zabudované v konštrukcii mosta, podľa výsled-

kov, ktoré sú autorom k dispozícií, spĺňajú požadované krité-

riá či už v čerstvom alebo zatvrdnutom stave.

Pozornosť venovaná príprave pred započatím budovania

nosnej konštrukcie prispela k úspešnému splneniu termínu

výstavby. Použitý model pravidelných stretnutí a konzultácií

medzi pracovníkmi zúčastnených spoločností pred samot-

nou realizáciou nosnej konštrukcie sa ukázal ako veľmi efek-

tívny a určite je vhodné ho zopakovať aj v budúcnosti pri po-

dobne významných stavbách. Konštrukcia Mestskej estaká-

dy je výnimočná z hľadiska architektúry aj spôsobu výstav-

by. Veríme, že aj naším pričinením bude plnohodnotne slúžiť

všetkým obyvateľom mesta a prechádzajúcim motoristom.

Projekt sdružení Alfa04, a. s., a SHP, s. r. o.

Zhotovitel mostu sdružení Doprastav, a. s., a Skanska BS, a. s.

Výroba betonu TBG Doprastav

Technologie betonu BetónRacio, s. r. o.

Autori článku ďakujú Doc. Ing. Ivailo Terzijskému, CSc.,

a Doc. RNDr. Ing. Stanislavovi Šťastníkovi, CSc., zo Stavebnej fakulty VUT

v Brne za podporu pri príprave popisovaného projektu.

Ing. Richard Novák

Stráský, Hustý a partneři, s. r. o.

Bohunická 50, 619 00 Brno

e-mail: [email protected], www.shp.eu

Ing. Marek Magyar

TBG Doprastav, a. s.

Košická 52, 821 08 Bratislava


www.tbgdoprastav.sk

Ing. Igor Halaša

BetónRacio, s. r. o.

Skladová 2, 917 00 Trnava

e-mail: [email protected], www.betonracio.sk

Obr. 11 Priebeh zmrašťovania, a) podľa STN EN 1992-1-1,

b) upravený priebeh pre projekt ❚ Fig. 11 Development of shrinkage

a) according to STN EN 1992-1-1, b) according to test results

Obr. 12 Výpočet vývinu hydratačního tepla ❚ Fig. 12 Calculation of

hydration heat

Obr. 13 Betonáž lamel ❚ Fig. 13 Transportation of concrete for

segments

Obr. 14 Pohled na dokončený most ❚ Fig. 14 View of the

completed bridge

Literatura:

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

14

STATICKÝ MODUL PRUŽNOSTI LEHKÝCH KONSTRUKČNÍCH

BETONŮ ❚ STATIC ELASTICITY MODULUS OF LIGHT-WEIGHT

STRUCTURAL CONCRETE



Michala Hubertová

Je známo, že lehké betony vykazují nižší hodnoty

statického modulu pružnosti oproti obyčejnému

betonu, neboť jeden z největších vlivů na hodno-

tu modulu pružnosti betonu má modul pružnosti

použitého kameniva. Článek popisuje vliv složení

lehkého betonu s využitím lehkého kameniva

na bázi expandovaného jílu (např. podíl lehkého

a přírodního kameniva), jeho objemové hmotnosti

a případně konzistence (oblast prefabrikace,

transportbetonu, samozhutnitelný beton) na jeho

statický a dynamický modul pružnosti. ❚ We

know that light-weight concrete shows lower

values of static elasticity modulus than common

concrete, because the elasticity modulus of

aggregate is one of the most important factors

of elasticity modulus of concrete. The article

describes composition of light-weight concrete

with light-weight aggregate based on expanded

clay (e.g. proportion of light-weight and natural

aggregate), its volumetric characteristics and

consistence (for purposes of prefabrication,

ready-mix and self-compacting concrete) and

their influence on static and dynamic elasticity

modulus.

PROBLEMATIKA STANOVENÍ

MODULU PRUŽNOSTI

Vliv statického modulu pružnosti na cho-

vání betonových konstrukcí je významný,

zejména v současné době, kdy je tren-

dem používání subtilnějších konstrukcí.

Význam modulu pružnosti také narůstá

se statickou náročností konstrukce (vel-

korozponové střešní a stropní konstruk-

ce, sportovní objekty, mosty atd.).

Eurokód ČSN EN 1992-1-1 Navr-

hování betonových konstrukcí uvádí

směrné hodnoty pro obecné použi-

tí, ale upozorňuje na fakt, že v přípa-

dě citlivých konstrukcí se mají hodno-

ty stanovit přesněji. Je obecně známo,

že modul pružnosti betonu je závis-

lý na modulech pružnosti jeho složek.

Směrné hodnoty uvedené v této nor-

mě platí pro silikátové kamenivo (tab.

3.1. normy) s tím, že při použití jiných

typů se hodnota buď poníží (vápenco-

vé kamenivo o 10 %, pískovcové ka-

menivo o 30 %) nebo navýší (čedičové

kamenivo o 20 %).

Praxe ale ukazuje, že závislost pev-

nosti v tlaku na statickém modulu

pružnosti je velmi variabilní. Norma

ČSN EN 1992-1-1 zohledňuje pouze

materiálovou podstatu použitého ka-

meniva, nikoliv např. plynulost křivky,

použitou frakci, dále např. druh použité

přísady a příměsi, vodní součinitel, po-

díl objemu cementového kamene vů-

či objemu kameniva, způsob dopravy,

ukládání atd.

Problém v komunikaci investora

a dodavatele stavby resp. dodavatele

stavby a dodavatele betonu je znám.

Vzhledem k tomu, že ČSN EN 206-1

neudává žádné požadavky na statický

modul pružnosti, nemá výrobce povin-

nost tuto vlastnost sledovat a ani de-

klarovat. Pouze v případě, kdy projek-

tant určí modul pružnosti pro konkrét-

ní betonovou konstrukci, což se ale ne-

děje příliš často. Je známo, že existu-

je variabilita hodnot statického modulu

pružnosti v rámci jedné pevnostní tří-

dy betonu.

Pro stanovení statického modulu se

běžně používá zkušební metoda dle

normy ČSN ISO 6784. Dynamický mo-

dul pružnosti lze stanovit více meto-

dami, k nejčastějším patří rezonanční

a ultrazvuková metoda. Protože při ne-

destruktivním stanovení modulu pruž-

nosti není beton vystavený reálnému

zatížení, ve vzorku tedy nejsou žád-

ná napětí, nedochází ani k vzniku mi-

krotrhlin na rozhraní kameniva a ce-

mentového kamene. V důsledku toho

dynamický modul pružnosti odpovídá

přibližně počátečnímu tečnovému mo-

dulu pružnosti při statickém stanovení,

a je tedy podstatně vyšší oproti seč-

novému modulu pružnosti (známý pod

pojmem statický modul pružnosti), kte-

rý se určuje při zatížení zkušebních tě-

les tlakovým napětím.

Vzhledem k heterogenní struktuře

betonu a rozdílným způsobům stano-

vení dvou typů modulu pružnosti ne-

ní možné určit jednoznačný vztah me-

zi statickým a dynamickým modulem

pružnosti. Přesto se v odborné litera-

tuře určité empirické vztahy mezi nimi

uvádějí. Velmi zjednodušeně a obecně

lze konstatovat, že dynamický modul

je cca o 20 % vyšší než statický mo-

dul pružnosti. Předností dynamického

modulu pružnosti je rychlost a jedno-

duchost stanovení. Nevýhodou je niž-

ší přesnost a spolehlivost naměřených

hodnot v porovnání se statickým mo-

dulem pružnosti [2].

STATICKÝ MODUL PRUŽNOSTI

LEHKÉHO BETONU

S PÓROVITÝM KAMENIVEM

Dle ČSN EN 1992-1-1 lze odhad prů-

měrných hodnot sečnového (statické-

ho) modulu Elcm

pro lehký beton s pó-

rovitým kamenivem získat vynásobe-

ním hodnot modulu pružnosti Ecm

z ta-

bulky 3.1. pro normální beton součinite-

lem ηE = (ρ/2 200)

2, kde ρ je objemová

hmotnost betonu ve vysušeném stavu

dle ČSN EN 206-1.

Tab. 1 Hodnoty statického modulu pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor dle ČSN EN 1992-1-1 ❚ Tab. 1 Values of static elasticity

modulus of light-weight concrete with the Liapor aggregate according to CSN EN 1992-1-1

Pevnostní třída betonu podle ČSN EN 206-1 LC12/13 LC16/18 LC20/22 LC25/28 LC30/33 LC35/38 LC40/44 LC45/50

Třída objemové hmotnosti podle ČSN EN 206-1 D 1,2 D 1,4 D 1,4 D 1,6 D 1,6 D 1,8 D 2,0 D 2,0

Součinitel ηE 0,298 0,405 0,405 0,529 0,529 0,669 0,826 0,826

Modul pružnosti Elcm [GPa] stanovený dle ČSN EN 1992-1-1 8 11,7 12,2 16,4 17,6 22,7 28,9 29,7

Modul pružnosti pro adekvátní pevnostní třídu obyčejného betonu Ecm [GPa]

dle ČSN EN 1992-1-127 29 30 31 33 34 35 36

Tab. 2 Hodnoty statického modulu pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor třídy LC35/38 D 1,8 dle ČSN EN 1992-1-1 ❚ Tab. 2 Values of

static elasticity modulus of light-weight concrete with the Liapor aggregate class LC35/38 D 1.8 according to CSN EN 1992-1-1

LC35/38 D 1,8 – objemová hmotnost [kg/m3] 1 650 1 700 1 750 1 800

Modul pružnosti Elcm [GPa] stanovený dle ČSN EN 1992-1-1 19,1 20,3 21,5 22,7



V tabulce 1 jsou uvedeny vypočíta-

né hodnoty dle tohoto normového po-

stupu pro pevnostní a objemové třídy

lehkého betonu s kamenivem na bázi

expandovaného jílu (Liapor), které lze

v podmínkách České republiky vyro-

bit pro oblast transportbetonu a pre-

fabrikace. Protože ale v rámci jedné tří-

dy objemové hmotnosti se jedná o roz-

mezí ±1000 kg/m3, dochází tím pádem

ještě k většímu rozptylu vypočítaných

hodnot modulu dle ČSN EN 1992-1-1.

Tabulka 2 uvádí příklad na často pou-

žívané třídě LC35/38 D 1,8, kde třída

D 1,8 zahrnuje objemovou hmotnost

od 1 650 do 1 800 kg/m3.

STATICKÝ A DYNAMICKÝ MODUL

PRUŽNOSTI LEHKÉHO BETONU

S PÓROVITÝM KAMENIVEM

V PRAXI

Tato kapitola je věnována analýze vý-

sledků statického modulu pružnosti

stanoveného dle ČSN ISO 6784 a dy-

namického modulu pružnosti stanove-

ného ultrazvukovou impulsní metodou

u lehkých betonů s kamenivem Liapor

tuzemské výroby.

Jedná se o výsledky cca čtyřiceti re-

ceptur vyrobených převážně na beto-

nárkách (menší část laboratorně). Re-

ceptury byly vyrobeny v různých mí-

sících zařízeních v různých regionech

České republiky, tzn, že jediná spo-

lečná složka je lehké kamenivo Lia-

por kombinovaná v různých poměrech

s přírodním kamenivem. Receptury by-

Obr. 1 Pevnost v tlaku vs. statický modul

pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor

❚ Fig. 1 Compressive strength vs. static

elasticity modulus of LW concrete with Liapor

aggregate

Obr. 2 Objemová hmotnost ve vysušeném

stavu vs. statický modul pružnosti lehkého

betonu s kamenivem Liapor ❚ Fig. 2 Dry

volume weight vs. static elasticity modulus of

LW concrete with Liapor aggregate

Obr. 3 Dynamický vs. statický modul

pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor

❚ Fig. 3 Dynamic vs. static elasticity

modules of LW concrete with Liapor aggregate

Obr. 4 Dynamický vs. statický modul

pružnosti lehkého samozhutnitelného betonu

s kamenivem Liapor ❚ Fig. 4 Dynamic vs.

static elasticity modules of LWSCC with Liapor

aggregate

Obr. 5 Pevnost v tlaku vs. dynamický modul

pružnosti lehkého samozhutnitelného betonu

s kamenivem Liapor ❚ Fig. 5 Compressive

strength vs. dynamic elasticity modules of

LWSCC with Liapor aggregate

60

20

25

30

35

40

45

50

55

Naměřená hodnota statického modulu pružnosti [GPa]

10 12 14 16 18 20 22 24 26

Pevn

ost

v t

laku

[M

Pa] y = 18,314Ln(x) – 14,7

r = 0,51

2000

1200

1300

1400

1500

1600

1700

1800

1900

Naměřená hodnota statického modulu pružnosti [GPa]

10 12 14 16 18 20 22 24 26

Ob

jem

ová h

mo

tno

st

[kg

/m3]

y = 722,51Ln(x) – 455,14

r = 0,88

26

10

12

14

16

18

20

22

24

Naměřená hodnota dynamického modulu pružnosti [GPa]

14 16 18 20 22 24 26 28 30 32 34

Nam

ěře

ná h

od

no

ta s

tatickéh

o

mo

du

lu p

ružn

osti [G

Pa] y = 0,7352x + 2,0901

r = 0,87

1

2

3

24

22

20

18

16

14

12

10

Dynamický modul pružnosti Ebu

[GPa]

Sta

tický m

od

ul p

ružno

sti E

c [G

Pa]

16 18 20 22 24 26 28

Es = 3,745E

bu – 0,0645E

bu2 – 32,062

r = 0,965

50

45

40

35

30

25

Dynamický modul pružnosti Ebu

[GPa]

Pevno

st

v t

laku [M

Pa]

12 14 16 18 20 22 24

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

4

5



ly určené pro oblast transportbetonu

i prefabrikace.

Stejně jako u obyčejných betonů se

potvrzuje, že závislost tlakové pevnos-

ti na výsledné hodnotě není vysoká

(obr. 1). Těsnost korelace u závislos-

ti statického modulu pružnosti na ob-

jemové hmotnosti je podstatně vyšší

(obr. 2). Toto potvrdil i velký evropský

projekt Eurolightcon u dalších typů leh-

kých pórovitých kameniv.

Závislost mezi dynamickým modu-

lem pružnosti z měření ultrazvukovou

impulsní metodou a statickým mo-

dulem pružnosti zjišťovaným postu-

pem dle ČSN ISO 6784 je znázor-

něna na obr. 3. Tato závislost se ne-

vyznačuje vysokou těsností korelace

(r = 0,87).

Oproti tomu na obr. 4 a 5 jsou zná-

zorněny závislosti statického a dyna-

mického modulu a tlakové pevnos-

ti na dynamickém modulu pružnosti

u lehkých samozhutnitelných betonů,

které byly vyrobeny ve stejném období,

na stejné laboratorní míchačce se stej-

nými vstupními surovinami a byly zkou-

šeny v jedné laboratoři. Právě tomuto

faktu lze přisuzovat větší rozptyl závis-

lostí u receptur z praxe, tzn. že konzis-

tence spojená s výší vodního součini-

tele, druh dalších surovin (přírodní ka-

menivo, cement atd.) včetně způsobu

míchání má vliv na výsledné hodnoty

nejen modulu pružnosti.

Otázka konzistence, spojená s výší

vodního součinitele a způsob případ-

né vlhkostní úpravy lehkého kameni-

va před samotným mícháním, je úzce

spjatá s kvalitou kontaktní zóny lehké-

Tab. 3 Porovnání hodnot statického modulu pružnosti lehkého betonu s kamenivem Liapor třídy

LC35/38 D 1,8 stanovených experimentálně a dle ČSN EN 1992-1-1 ❚ Tab. 3 Comparison

of experimentally determined values of static elasticity modulus of light-weight concrete with the

Liapor aggregate class LC 35/38 D 1.8 according to CSN EN 1992-1-1

LC35/38 D 1,8 – objemová hmotnost [kg/m3] 1 650 1 700 1 750 1 800

Modul pružnosti Elcm [GPa]

stanovený dle ČSN EN 1992-1-119,1 20,3 21,5 22,7

Reálné hodnoty modulu pružnosti [GPa] 15 až 18 16 až 18 18 až 23 20 až 24

Tab. 4 Zvýšení hodnot statického modulu

pružnosti nahrazením části lehkého kameniva

přírodním kamenivem ❚ Tab. 4 Increase

of values of static elasticity modulus by partial

replacement of light-weight aggregate with

natural aggregate

Nahrazení lehkého

kameniva přírodním

kamenivem [%]

Zvýšení statického

modulu pružnosti [%]

80 30

60 25

40 20

20 10

Obr. 6 Ukázka praktických realizací

v průběhu posledních let, a) Stadion

Eden Praha, LC35/38 D 1,8 XF4 XC4 V5,

objemová hmotnost 1 730 kg/m3, pevnost

v tlaku 47 MPa, statický modul pružnosti

25 GPa, dynamický modul pružnosti 30 GPa,

b) Multifunkční stadion Karlovy Vary, LC25/28

D 1,6 XF4 XC4 V5, objemová hmotnost

1 550 kg/m3, pevnost v tlaku 34 MPa, statický

modul pružnosti 22 GPa ❚

Fig. 6 An example of practical application

in last few years: a) Sports Stadium Eden

Prague, LC35/38 D 1,8 XF4 XC4 V5, volume

weight 1 730 kg/m3, compressive strength

47 MPa, static elasticity modulus 25 GPa,

dynamic elasticity modulus 30 GPa,

b) Multi-functional stadium Karlovy Vary,

LC25/28 D 1,6 XF4 XC4 V5, volume weight

1 550 kg/m3, compressive strength 34 MPa,

static elasticity modulus 22 GPa

Obr. 7 Plnostěnný trámový otevřený

most, R6 Sokolov-Tisová, LC35/38 D 2,0

XF2, objemová hmotnost 1 850 kg/m3,

pevnost v tlaku (3 dny) 41 MPa, pevnost

v tlaku 46 MPa, statický modul pružnosti

(3 dny) 21 GPa, statický modul pružnosti

(7 dní) 22,5 GPa, statický modul pružnosti

24 GPa ❚ Fig. 7 Plate girder

form beamed open bridge, R6 Sokolov-Tisová,

LC35/38 D 2,0 XF2, volume weight

1 850 kg/m3, compressive strength (3 days)

41 MPa, compressive strength 46 MPa,

static elasticity modulus (3 days) 21 GPa,

static elasticity modulus (7 days) 22,5 GPa,

static elasticity modulus 24 GPa

6a

6b



ho kameniva s cementovým tmelem.

Důležitým aspektem je také samotné

ošetřování betonu. Pokud se lehký be-

ton řádně ošetřuje, dochází k navýšení

modulu pružnosti až o 15 %.

U závislosti statického modulu na ob-

jemové hmotnosti (obr. 2) jsou patrné

největší rozptyly v okolí objemové třídy

D 1,6 a D 1,8. Jedná se o třídy, kde se

nejvíce objevuje různý poměr objemu

přírodního a lehkého kameniva. Odhad

vlivu poměru lehkého a přírodního ka-

meniva na hodnotu modulu pružnosti

získaný na základě zkušeností je uve-

den v tabulce 4. V tabulce 3 jsou uve-

deny hodnoty modulu pružnosti dle

ČSN EN 1992-1-1 v porovnání s reál-

nými hodnotami na příkladu nejčastěji

používané třídy lehkého konstrukčního

betonu LC35/38 D 1,8.

Na obr. 6 jsou uvedeny dvě zajímavé

aplikace lehkého betonu z posledních

dvou až tří let s výsledky statického

modulu použitého lehkého konstrukč-

ního betonu s kamenivem Liapor.

Poslední zajímavou aplikací, která

v současné době probíhá, je výstav-

ba plnostěnného trámového otevřené-

ho mostu o sedmi polích, jehož členě-

né pilíře a masivní opěry jsou hlubinně

založené (obr. 7). Jedná se o ve střed-

ní Evropě ojedinělý projekt, neboť mos-

ty z konstrukčního lehkého betonu by-

ly a jsou převážně budovány v sever-

ských zemích (např. Grenland Bridge,

Nordhordland Bridge a Eidsvoll Bridge

v Norsku atd.).

Nosná konstrukce budovaného

mostu je navržena jako spojitý nos-

ník o sedmi polích. V příčném smě-

ru se jedná o dvoutrámový monolitic-

ký most z dodatečně předpjatého be-

tonu LC35/38 XF2. Z hlediska nos-

né konstrukce platí obecný požadavek

ČSN 73 6207 na předpínání po do-

sažení 80% pevnosti dané třídy, tj.

34 MPa kontrolní krychelné pevnosti,

což beton LC35/38 XF3 bez problémů

po třech dnech splní (hodnoty uvedeny

v obr. 7). Délka přemostění je 278,5 m,

délka mostu 296,3 m, délka nosné

konstrukce 281,5 m a rozpětí jednotli-

vých polí je 35 + 5 x 42 + 35 m a výš-

ka mostu je 8,066 m.

HIP Ing. Petr Hradil, SUDOP Praha, a. s.

Projekt Ing. Jan Komanec, Pontex, s. r. o.

Dodavatel

stavbySMP CZ, a. s., Ing. Petr Popsimov

Realizace říjen 2008 až říjen 2011

ZÁVĚR

Vzhledem k uvedeným výsledkům lze

konstatovat, že není relevantní využí-

vat pevnost v tlaku pro odhad modu-

lu pružnosti lehkého betonu s kame-

nivem Liapor. Odhad na základě obje-

mové hmotnosti je přesnější, ale přes-

to těsnost korelace dosavadních vý-

sledků není vysoká. Hodnoty modulů

pružnosti stanovené na základě normy

ČSN EN 1992-1-1 se mohou od reál-

ných hodnot velmi lišit. Z těchto důvo-

dů se vždy při zahájení důležité stav-

by (monolitické konstrukce, prefabri-

kovaných dílců) stanovuje na začát-

ku statický modul pružnosti dané re-

ceptury lehkého konstrukčního betonu

dle ČSN ISO 6784. Takto se v posled-

ní době postupovalo u všech význam-

ných staveb.

Příspěvek byl zpracován za podpory

projektu MPO FI-IM5/016 „Vývoj lehkých

vysokohodnotných betonů pro monolitické

konstrukce a prefabrikované dílce“.

Ing. Michala Hubertová, Ph.D.

[email protected]

[email protected]

mob.: 777 740 014

Literatura:

[1] Misák P., Vymazal T.: Modul pruž-

nosti vs. pevnost v tlaku, Beton TKS

2/2009. p. 58-59

[2] Unčík S., Ševčík P.: Modul pružnosti

betónu. Edice betón racio. ISBN 978-

80-969182-3-2

[3] ČSN EN 206-1/Z3 Beton – Část 1:

Specifikace, vlastnosti, výroba a shoda

[4] ČSN EN 1992-1-1 Eurokód 2:

Navrhování betonových konstrukcí –

Část 1-1: Obecná pravidla pro pozem-

ní stavby

[5] The economic potential of lightweight

aggregate concrete in.c.i.p. concrete

bridges, EuroLightCon, document

BE96-3942/R22. EU 2000

[6] Komanec J., Němec P.: Technická

zpráva R6 Sokolov-Tisová SO 201

– most přes silnici III/2124 a potok

Tisová v km 0,406 část 300 – Nosná

konstrukce. Pontex, s. r. o.

7a

7b

STUDIUM FYZIKÁLNĚ-MECHANICKÝCH PARAMETRŮ

LEHKÝCH VYSOKOPEVNOSTNÍCH BETONŮ S PÓROVITÝM

KAMENIVEM NA BÁZI SPÉKANÝCH POPÍLKŮ ❚ STUDY OF THE

PHYSICALLY-MECHANICAL PARAMETERS OF LIGHTWEIGHT

HIGH-STRENGTH CONCRETE WITH SINTERED FLY ASH BASED

POROUS AGGREGATE



Tomáš Melichar, David Procházka, Vít Černý

Současné tendence v oblasti produkce stavebních hmot i dílců směřují

ke zvýšení kvality a snižování zátěže životního prostředí. Ani beton není

v tomto ohledu výjimkou, naopak. S uvážením značného podílu spotřeby

vyrobených stavebních materiálů v ekonomicky vyspělých zemích, zaujímá

produkce betonu pro stavební konstrukce dominantní pozici. Kombinace

současného trendu environmentální politiky a kvalitativních požadavků

na konstrukční betony skýtá prostor pro hledání a zkoumání nových

alternativ. Jednou z možností, jak zohlednit environmentální aspekty, je

modifikace složení vysokopevnostních betonů při zachování jejich vyso-

ce užitných parametrů substitucí klasického kameniva umělým na bázi

spékaných popílků, čímž by také došlo k výraznému poklesu hmotnosti

celé konstrukce, což souvisí s dalšími významnými problémy. Cílem pre-

zentovaného výzkumu byl především návrh receptury lehkého vysokopev-

nostního betonu. Snížení objemové hmotnosti bylo dosaženo nahrazením

veškerého kameniva frakce 8-16 mm a parciální substitucí kameniva

frakce 4-8 mm. V rámci studia fyzikálně-mechanických parametrů byly

v první fázi stanoveny základní vlastnosti (vývoj pevnostních parametrů

v čase, parametry charakterizující elasticitu betonu apod.) dle normativ-

ních dokumentů souvisejících s problematikou. ❚ The article deals with

study of basic parameters of lightweight high-strength concrete, in which

aggregate was almost fully replaced with raw material from alternative

sources. Specifically, aggregate based on sintered fly ash was used.

Reduction in density was achieved by the total amount substitution of

the aggregate fractions of 8-16 mm and the partial substitution of the

aggregate 4-8 mm fraction. Within the scope of the physical-mechanical

parameters study in the first phase were set basic properties (strength

development characteristics over time, elastic parameters, etc.) according

to the normative documents related to the field.

VYSOKOPEVNOSTNÍ BETONY

Vysokopevnostní beton (též označovaný HSC) je dle ČSN

EN 206-1 definován jako „beton, který má pevnostní tří-

du v tlaku větší než C50/60 pro obyčejný a těžký beton

a LC50/55 pro lehký beton“. (Nejnižší třída HSC je tedy

C55/67 respektive LC55/60.) Tento druh betonu náleží mezi

tzv. vysokohodnotné betony (HPC), což jsou betony, které se

oproti obyčejným betonům vyznačují jednou nebo více nad-

průměrnými vlastnostmi. Mezi vysokohodnotné betony dnes

řadíme betony vysokopevnostní, ultravysokých pevností, sa-

mozhutnitelné, vláknobetony, provzdušněné vysokohodnot-

né betony, lehké vysokohodnotné betony aj.

Počátky použití vysokopevnostních betonů sahají do 60. let

minulého století, kdy byly testovány možnosti navýšení pev-

ností u betonů pro stavbu výškových budov. Tyto betony se

od stávajících betonů lišily tím, že kamenivo a pojivo pro je-

jich výrobu bylo pečlivě vybíráno. Cementy té doby měly

nižší kvalitu než dnes a byly mlety na hrubší zrno. Snahou

technologů tehdy bylo vytvořit co nejefektivnější křivku zr-

nitosti pro použité kamenivo. Důraz byl kladen na techno-

logickou kázeň při betonáži. První používané plastifikáto-

ry byly nepříliš účinné lignosulfonany, navíc se lišily kvalitou,

což vedlo k velkým rozptylům vlastností při aplikaci. Použití

prvních plastifikátorů ukázalo, že je možné snížit vodní sou-

činitel bez významnějšího omezení zpracovatelnosti beto-

nu, při současném navýšení jeho pevností. Vysokopevnost-

ní betony na počátku 70. let vykazovaly pevnosti na hrani-

ci 60 MPa, konzistence betonů se pohybovala do 100 mm

sednutí kužele. Se snahou zvýšit nízkou tekutost směsí se

na konci 60. let objevily první superplastifikátory. S jejich po-

užitím se přišlo na to, že betony s velmi nízkým vodním sou-

činitelem získávají další zajímavé vlastnosti, např. vysokou

tekutost, vysoký modul pružnosti, vyšší ohybovou pevnost,

nižší permeabilitu, zlepšenou odolnost proti obrusu a hlav-

ně lepší trvanlivost [1].

Lehký beton je dle ČSN EN 206-1 definován jako beton,

který má po vysušení v sušárně objemovou hmotnost mezi

800 a 2 000 kg.m-3

a je vyráběn zcela nebo jen z části z pó-

rovitého kameniva. Lehký vysokopevnostní beton (LWH-

SC) lze zařadit již mezi speciální, v současnosti však ne ne-

obvyklý, typ vysokopevnostního betonu. Nízké objemové

hmotnosti (pod 2 000 kg·m-3

) je zde dosaženo použitím leh-

kého pórovitého kameniva.

Při srovnání parametrů hutného a pórovitého kameniva

je zřejmé, že pórovité kamenivo nedosahuje takových pev-

nostních charakteristik jako klasické hutné kamenivo. Rov-

něž je nutné uvážit pórovitost z hlediska absorpce vody

v čerstvém betonu. Tyto na první pohled horší vlastnosti

oproti klasickému kamenivu mohou být vyváženy význam-

ným snížením objemové hmotnosti za současného dosaže-

ní uspokojivých pevností.

Uvědomíme-li si, že objemová hmotnost se v případě vyso-

kopevnostních betonů s hutným kamenivem pohybuje v roz-

mezí cca 2 300 až 2 450 kg.m-3

, kdežto u HSC s lehkým

kamenivem je to nejčastěji 1 800 až 2 000 kg.m-3

, je patrná

významná skutečnost – dochází k poklesu hmotnosti kon-

strukce o cca 13 až 27 %. Dosažený výrazný hmotnostní

úbytek se následně promítne v otázce ekonomické, návrhu

samotné konstrukce (zmenšení průřezu nosných prvků) atd.

Problematikou lehkých vysokopevnostních betonů se za-

bývali četní autoři. Experimentálně bylo prokázáno, že lze

vyrobit LWHSC o pevnostech vyšších než 60 MPa. Zhang

a Gjørv (1990) dosáhli u betonu o objemové hmotnosti čer-

stvé směsi 1 865 kg.m-3

pevnosti v tlaku o něco vyšší než

100 MPa stanovené na krychlích o hraně 100 mm. Nielsen

s Aïtcinem (1992) dosáhli po 91 dnech pevnosti 97,7 MPa

u betonu objemové hmotnosti čerstvé směsi 2 085 kg.m-3

.

Berra a Ferrara (1990) dosáhli pevnosti 60 MPa naměře-

né na krychlích o hraně 150 mm o objemové hmotnosti

1 700 kg.m-3

, při využití písku o nízké objemové hmotnosti.

Všichni autoři se ve svých závěrech shodují, že tyto působi-

vé výsledky mohou být dosaženy pouze s vhodným typem

pórovitého kameniva.



Vedle pevnostních a elastických parametrů je podstatným

kritériem absorpční charakteristika užitého pórovitého ka-

meniva. V některých případech může být užití příliš nasá-

kavého kameniva problematické z hlediska zpracovatelnos-

ti směsi, přestože ostatní kvalitativní ukazatele (např. pev-

nost a objemová hmotnost) lehkého betonu jsou v požado-

vaných hodnotách. Proměnná nasákavost u různých dávek

pórovitého kameniva má pak negativní vliv na dodržení be-

tonu garantovaných parametrů. Názory na aplikaci pórovité-

ho kameniva v kombinaci s vodou do čerstvého betonu se

různí. Převážná většina autorů preferuje předvlhčení kame-

niva před jeho použitím ponořením do vody. Kamenivo již

neabsorbuje ze směsi další vodu, přičemž absorbovaná vo-

da může být považována za zdroj vody pro další hydrataci

v betonech s velmi nízkým vodním součinitelem, což pod-

statně sníží autogenní smrštění – jev označovaný jako samo-

ošetřování betonu [1].

Praktická použitelnost lehkého vysokopevnostního betonu

již byla prokázána na řadě stavebních děl. Za všechny zmiň-

me např. projekty Sandhornøyského a Støvsetského mos-

tu v Norsku. Při výstavbě krajních polí Sandhornøyského

mostu (obr. 1, tab. 1, dokončený roku 1989) byl použit leh-

ký vysokopevnostní beton o objemové hmotnosti 1 850 až

1 900 kg.m-3

a pevnosti v tlaku cca 56 MPa při sednutí ku-

žele 200 mm.

POPÍLKOVÝ AGLOPORIT

Popílkový agloporit je v současnosti definován jako druh pó-

rovitého kameniva vyráběného slinováním krátkodobým sa-

movýpalem na aglomeračních roštech. V České republice se

jako suroviny pro výrobu tohoto kameniva používaly popílky

především z energetického průmyslu.

Nejvýhodnější suroviny pro aglomeraci obsahují jisté množ-

ství spalitelných látek, tzn. že po zapálení na roštu jsou při

prosávání vzduchu schopny samy podporovat exotermic-

kou reakci a napomáhat samovýpalu samotné surovino-

vé vsázky.

Nejsou-li spalitelné části suroviny zastoupeny v dostatečné

míře, je zapotřebí do vsázky uměle přidávat palivovou slož-

Tab. 1 Složení lehkého vysokopevnostního betonu použitého na mostu

Sandhornøya [18] ❚ Tab. 1 Mixture proportions for LWHSC used on

Sandhornøya bridge [18]

Složka Množství

Cement [kg.m-3

] 400

Křemičitý úlet [kg.m-3

] 25

Písek [kg.m-3

] 575

Lehké kamenivo 4 – 8 mm [kg.m-3

] 250

Lehké kamenivo 8 – 16 mm [kg.m-3

] 400

Voda [l.m-3

] 144

Voda z přísad [l.m-3

] 28

Obr. 1 Sandhornøyský most [17] ❚

Fig. 1 Sandhornøya bridge [17]

Obr. 2 Schéma klasického aglomeračního

roštu (1 – pohyblivý článkový rošt, 2 – násypka

roštoviny, 3 – násypka syrové vsázky,

4 – plynová zapalovací hlava, 5 – přívod plynu

a přídavného vzduchu, 6 – pevné bočnice,

7 – odtahové komory, 8 – vyklápění spečenců,

9 – kapotovaný drtič spečenců, 10 – nasávání

spalovacího vzduchu, 11 – odtah spalin,

12 – odprášení drtiče) ❚ Fig. 2 Scheme

of classical sinter grate (1 – moving grid fin,

2 – waste agloporit hopper, 3 – raw batch

hopper, 4 – gas ignition, 5 – intake of gas

and additional air, 6 – solid sides, 7 – air

extraction, 8 – sinter fork out, 9 – sinter

crusher, 10 – intake air for combustion,

11 – flue gas, 12 – dedusting crushers)

1

2



ku. Za minimální obsah spalitelných látek v surovině před vý-

palem se považuje 5 %, naopak za maximální 12,5 % a opti-

mální hodnota je udávána kolem 9 %. Nedostatečné množ-

ství paliva ve vsázce se následně u agloporitu projevuje ne-

dostatečným slinutím s nadbytečným obsahem nejjemněj-

ších podílů. Je-li spalitelných látek ve vsázce příliš mnoho,

nastává po výpalu nadměrné slinutí agloporitu a dochá-

zí ke spojování jednotlivých zrn v tzv. spečence, což bývá

spojeno s poklesem výkonu na roštu. Optimální obsah pali-

va ve výchozích surovinách a jeho rovnoměrné rozmístění je

společně se zajištěním prodyšnosti vsázky hlavním problé-

mem výroby jakostního agloporitu.

KLASICKÝ ZPŮSOB VÝROBY NA AGLOMERAČNÍM

ROŠTU

Nejběžnějším a zároveň nejčastějším způsobem vypalování

agloporitu je spékání na aglomeračních roštech. Aglomerač-

ní rošty jsou pohyblivé pásy o šířce kolem 1 m a délce oko-

lo 20 m, na kterých surovinové a předsušené sbalky proho-

řívají po zapálení seshora směrem dolů. Dochází tak k jejich

spékání a to díky palivu (spalitelným látkám), které jsou v nich

obsaženy. Vzduch, který je při tomto procesu zapotřebí, se

v oblasti slinování musí neustále pomocí exhaustorů prosá-

vat přes vrstvu sbalků a to odshora dolů (obr. 2).

Na začátku pásu je umístěn zásobník pro násyp tenké vrst-

vy žáruvzdorného materiálu, tzv. roštoviny, pro ochranu oce-

lových roštnic před přímými účinky žárového pásma. Dá-

le je umístěna násypka pro zgranulovaná syrová zrna, kte-

rá umožní ukládání syrové vsázky ve zvolených vrstvách.

Za násypkou syrové vsázky je plynová zapalovací hlava opat-

řená samostatným přívodem zemního plynu, spalovacího

vzduchu, směšovačem a dalším příslušenstvím plynového

hospodářství. Teplota plamene dosahuje 1 200 až 1 300 °C.

Pod roštem je v místě zapalovací hlavy umístěna první od-

sávací komora s mírným podtlakem cca 10 až 13 kPa pro

usnadnění dokonalého zapálení vrchní vrstvy vsázky. Po ce-

lé zbývající délce roštu jsou umístěny další odsávací komo-

ry se samostatně regulovatelným podtlakem, který činí cca

60 kPa, čímž se ke sbalkům přivádí vzduch v dostatečném

přebytku. Žárové pásmo ve spékající se vrstvě sbalků se tím

postupně přemísťuje do nižších vrstev, až se na konci roš-

tu dosáhne maximální teploty, která se pohybuje 1 100 až

1 250 °C. V tomto místě slinovací proces končí. Prosáváním

vzduchu vrstvou spékajících se sbalků se dosahuje předehří-

vání sbalků nacházejících se ještě pod slinující se vrstvou, ale

také ochlazování již propálených sbalků v horních vrstvách.

Poslední odsávací komora slinovacího roštu slouží k odsává-

ní obyčejně již jen chladícího vzduchu.

VLASTNOSTI POPÍLKOVÉHO AGLOPORITU

Vlastnosti samotného popílkového kameniva bývají vzhle-

dem k mnoha způsobům jejich počáteční úpravy a závě-

rečného drcení spečence značně rozličné. Asi největší vliv

má právě drcení spečenců, které může vést na jedné stra-

ně ke granáliím s téměř uzavřeným povrchem, avšak na dru-

hé straně častěji ke kamenivu svým vzhledem podobnému

škváře, jakož i k přechodným typům mezi těmito extrémy. Zr-

na s otevřenými póry na svém povrchu jsou méně příznivá

pro zvyšování spotřeby cementu, a s tím spojené i zásadní

změny vlastností betonu.

Pórovitost zrn agloporitu bývá zpravidla kolem 50 %, me-

zerovitost podle použitého způsobu drcení a třídění 50 až

60 %. Objemová hmotnost u agloporitového písku se po-

hybuje v rozmezí 600 až 1 050 kg.m-3

, u štěrkových frak-

cí 400 až 700 kg.m-3

, u netříděného jen podrceného aglo-

poritu potom 800 až 1 350 kg.m-3

. Nasákavost bývá také

velmi rozdílná, zpravidla 8 až 30 % hmotnostních. Součini-

tel tepelné vodivosti volně sypaného agloporitu je 0,12 až

0,16 W.m-1

.K-1

. Pevnost ve válci u jakostnějších druhů aglo-

poritu činí 2 až 8 N.mm-2

.

VYUŽIT Í AGLOPORITU

Použití agloporitu v ČR je zaměřeno převážně na lehké kon-

strukční betony. Tyto betony odpovídají svou plnou struktu-

rou struktuře betonu s přírodním kamenivem. Zpravidla ob-

sahují přírodní písek jako jemný podíl směsi kameniva, hrub-

ší a hrubé podíly směsi kameniva tvoří pak zrna agloporitu.

Částečné použití jemného agloporitu 0–4 mm (asi 10 % ob-

jemu kameniva) přispívá ke zvýšení pevnosti a ke snížení ob-

jemové hmotnosti betonu. Agloporitové kamenivo je totiž re-

aktivní na svém povrchu s hydratačními produkty cementu.

Lehké konstrukční betony, ve kterých nebylo použito přírod-

ního písku a jako jemných podílů směsi se použilo výhradně

agloporitu 0–4 mm s převážným obsahem zrn do 1 mm, mají

nižší pevnosti a vykazují vyšší hodnoty smršťování a dotvaro-

vání než lehké konstrukční betony s přírodním pískem.

Dále lze toto kamenivo využívat pro různé zásypy.

VLASTNOSTI POUŽITÉHO UMĚLÉHO KAMENIVA

Pro výrobu umělého spékaného kameniva samovýpalem byl

vybrán kvalitní černouhelný popílek z elektrárny Dětmarovice.

Kamenivo bylo použito pro výrobu LWHSC.

Zkušební výpaly probíhaly vždy ve stejných podmínkách

v laboratorní pecní soustavě, při konstantní výšce vsázky

400 mm, optimálním obsahu spalitelných látek ve vsázce

8 % hmotnostních a při stejné době zapalování 5 min. Vy-

robené kamenivo bylo následně drceno, homogenizováno

a tříděno do základních frakcí 0–4, 4–8 a 8–16 mm. V tab. 2

jsou uvedeny základní vlastnosti frakcí kameniva použité-

ho pro uvažované experimenty. Pro stanovení těchto vlast-

ností bylo využito harmonizované evropské normy ČSN EN

13055-1 (721505) – „Pórovité kamenivo – Část 1: Pórovité

kamenivo do betonu, malty a injektážní malty“.

Z tabulkového přehledu je patrné, že daný popílkový aglo-

porit nedosahuje kvalit konkurenčního keramzitového ka-

meniva. Energetická a ekonomická náročnost technologie

výroby, využívající principu samovýpalu, je však nesrovnatel-

Tab. 2 Agloporit z popílku elektrárny Dětmarovice (EDĚ) ❚

Tab. 2 Aggloporite from Dětmarovice power plant (EDĚ)

Základní vlastnostiFrakce

4 – 8 mm

Frakce

8 – 16 mm

Měrná hmotnost [kg.m-3

] 2 390 2 380

Sypná hmotnost

– volně sypaný [kg.m-3

] 715 685

– setřesený [kg.m-3

] 780 760

Objemová hmotnost zrn [kg.m-3

] 1 410 1 430

Mezerovitost

– volně sypaného [% hm.] 48,7 52,3

– setřeseného [% hm.] 42,3 47,1

Nasákavost po 24 hod. [% hm.] 23,4 21,8

Pórovitost

– zdánlivá [% hm.] 34,6 31,3

– skutečná [% hm.] 40,2 39,8

Odolnost proti drcení

– vysušeného [MPa] 3,62 3,35

– nasáklého [MPa] 3,43 3,16



ně nižší. V případě keramzitového kameniva je jako základní

suroviny použit kvalitní jíl, který je následně ve formě sbalků

vypalován v rotační peci při vysoké spotřebě tepelné ener-

gie. Při výrobě popílkového agloporitu samovýpalem je vy-

užito vedlejšího energetického produktu, sbalky jsou zapa-

lovány minimálním množstvím plynu a následně vypalovány

s využitím vlastního obsahu spalitelných látek.

Z hlediska vlivu popílkového kameniva na životní prostře-

dí je nutné řešit částečně zvýšenou vyluhovatelnost těžkých

kovů. Po zabudování do cementové matrice dojde k dosta-

tečnému vyvázání škodlivin a vodný výluh vzorku betonu

bez problémů vyhoví 1. třídě vyluhovatelnosti dle přílohy č. 2

vyhlášky Ministerstva životního prostředí č. 294/2005 Sb.

Pro vybrané způsoby využití může být popílkový agloporit

plnohodnotným konkurentem keramzitového kameniva.

EXPERIMENTÁLNÍ ČÁST

Primárním záměrem popsaného výzkumu byl návrh receptu-

ry lehkého vysokopevnostního betonu s využitím pórovitého

kameniva vyráběného samovýpalem z Dětmarovického po-

pílku a ověření základních fyzikálně-mechanických paramet-

rů vyrobeného betonu. Na základě získaných informací a jis-

tých zkušeností autorů bylo navrženo několik receptur modi-

fikovaného složení (tab. 3), u nichž byla provedena v celé mí-

ře substituce kameniva frakce 8–16 mm a parciální substitu-

ce kameniva frakce 4–8 mm. Dávky pro lehké kamenivo jsou

uvedeny v kg.m-3

(pro srovnání s obyčejnými betony) a také

v litrech (běžně se provádí objemové dávkování).

Pro ověření vhodnosti navržených receptur byla vyrobena

tři normová zkušební tělesa pro stanovení pevnosti v tlaku

a objemové hmotnosti po 28 dnech zrání, tj. krychle o hraně

150 mm. Před přípravou zkušebních těles (tj. cca 48 h) bylo

kamenivo ponecháno ve vodě. Cca 30 min před zahájením

míchání bylo umístěno na perforovanou podložku, aby do-

šlo k úniku přebytečné (volné) vody.

Na základě výsledků experimentů byla jako optimální vy-

brána receptura LWHSC-AG3. Po 28 dnech zrání bylo do-

saženo průměrné pevnosti v tlaku 64,6 MPa. Receptury

LWHSC-AG1 a LWHSC-AG2 vykazovaly hodnoty pevnos-

ti v tlaku nižší než 56 MPa. Receptura LWHSC-AG4 se vy-

značovala nejvyšší pevností v tlaku, cca 67 MPa. Při srov-

nání dosažených parametrů betonu vyrobeného z receptur

LWHSC-AG3 a LWHSC-AG4 a samotné kompozice recep-

tur je zřejmé, že vysoká dávka mikrosiliky v receptuře LWH-

SC-AG4 je pro běžnou praxi ekonomicky méně efektivní.

Na základě experimentálně podloženého výběru optimál-

ní receptury, tj. LWHSC-AG3 byla vyrobena zkušební tělesa

pro následující stanovení a zkoušky:

destruktivní stanovení pevnosti v tlaku,•

závislost pevnosti v tlaku na čase do stáří 28 dní,•

destruktivní stanovení pevnosti v tahu za ohybu po 28 •

dnech zrání betonu,

stanovení statických a dynamických modulů pružnos-•

ti v tlaku,

závislost statických a dynamických modulů pružnosti v tla-•

ku na čase do stáří 28 dní.

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

Tab. 3 Receptury lehkého vysokopevnostního betonu s agloporitem

na bázi spékaného popílku elektrárny Dětmarovice (EDĚ) ❚

Tab. 3 Light weight high-strength concrete with sintered fly ash

Dětmarovice (EDĚ) based aggloporite – design of batches

Specifikace složky

Receptura – dávka jednotlivých složek

LWH

SC

-

AG

1

LWH

SC

-

AG

2

LWH

SC

-

AG

3

LWH

SC

-

AG

4

Cement CEM I 42,5 R [kg.m-3

] 450 450 450 450

0 – 4 mm Žabčice [kg.m-3

] 680 680 680 680

4 – 8 mm Olbramovice [kg.m-3

] 140 140 140 140

Agloporit 4 – 8 mm [kg.m-3

]/[l] 150/167 150/167 150/167 150/167

Agloporit 8 – 16 mm [kg.m-3

]/[l] 490/576 490/576 490/576 490/576

Mikrosilika [kg.m-3

] – – 23 45

Mikromletý vápenec [kg.m-3

] 23 45 – –

Superplastifikátor [% hm.] 4 6 8,3 7,0

Voda [l.m-3

] 138 132 118 127

w [-] 0,31 0,30 0,28 0,29

3



Na čerstvém betonu byla stanovena konzistence sednutím

a rozlitím. Hodnota sednutí kužele byla naměřena 200 mm,

tedy třída S4, rozlití činilo 480 mm, tedy třída F3, což lze

z hlediska praktického využití hodnotit jako běžný transport-

beton. Ve stavebnictví se běžně používá transportbeton třídy

konzistence S3, avšak někteří výrobci a projektanti v posled-

ní době upřednostňují třídu S4. Z hlediska zpracovatelnosti

pro běžnou praxi je tedy receptura LWHSC-AG3 použitelná.

V tab. 4 je uveden přehled průměrů dosažených hodnot

s výjimkou naměřených rychlostí ultrazvukovou impulzní

metodou (pro stanovení dynamických modulů pružnosti).

Při navrhování betonových resp. železobetonových kon-

strukcí jsou z hlediska materiálu kladeny požadavky zejmé-

na na pevnostní a pružnostní parametry betonu a s uváže-

ním prostředí, v němž má konstrukce fungovat, na odol-

nost proti působení agresivních vlivů. Protože časový hori-

zont se projevuje v rámci finanční otázky každé výstavby, je

podstatné znát vývoj pevností betonu, aby bylo docíleno co

možná nejvyššího resp. nejefektivnějšího zkrácení prodlevy

mezi jednotlivými etapami zhotovení stavebního díla. Z toho-

to důvodu byla měřena pevnost betonu v tlaku v časových

intervalech po 2, 3, 7 a 28 dnech zrání betonu (obr. 4). Z gra-

Obr. 4 Vývoj pevnosti v tlaku v čase ❚ Fig. 4 Compressive strength,

development in time

Obr. 5 Vývoj poměrové pevnosti v tlaku v čase ❚ Fig. 5 Ratio

compressive strength, development in time

Obr. 6 Vývoj statického modulu pružnosti v tlaku v čase ❚ Fig. 6 Static modulus of elasticity in compression, development in time

Obr. 7 Vývoj poměrového statického modulu pružnosti v tlaku v čase

❚ Fig. 7 Ratio static modulus of elasticity in compression,

development in time

Obr. 8 Vývoj dynamického modulu pružnosti v tlaku v čase ❚ Fig. 8 Dynamic modulus of elasticity in compression, development in time

Obr. 9 Vývoj poměrového dynamického modulu pružnosti v tlaku

v čase ❚ Fig. 9 Ratio dynamic modulus of elasticity in compression,

development in time

Tab. 4 Parametry vysokopevnostního betonu receptury LWHSC-AG3

❚ Tab. 4 Parameters of high-strength concrete of LWHSC-AG3 batch

Stáří

t

[dny]

Pevnost

v tlaku fc,t

[MPa]

Pevnost

v tahu

ohybem fcf,t

[MPa]

Statický

modul

pružnosti

v tlaku Ec,t

[GPa]

Dynamický

modul

pružnosti

v tlaku Ebu,t

[GPa]

Objemová

hmotnost

Dt

[kg.m-3

]

2 41,3 – 20,5 33,8 1 940

3 47,6 – 21,0 33,4 1 960

7 54,1 – 24,3 38,1 1 960

28 64,6 6,2 25,6 38,2 1 980

70

65

60

55

50

45

40

35

30

0 7 14 21 28

t [dny]

f c [M

Pa]

27

26

25

24

23

22

21

20

19

0 7 14 21 28

t [dny]

Ec,t

[GP

a]

41

40

39

38

37

36

35

34

33

32

31

0 7 14 21 28

t [dny]

Eb

u,t

[GP

a]

100

95

90

85

80

75

70

65

60

55

50

0 7 14 21 28

t [dny]

f c,t

/f c

,28[%

]

105,0

100,0

95,0

90,0

85,0

80,0

75,0

70,0

0 7 14 21 28

t [dny]

Ec,t

/E

c,2

8 [G

Pa]

103,0

98,0

93,0

88,0

83,0

78,0

0 7 14 21 28

t [dny]

Eb

u,t

/E

bu

,28

[GP

a]

4 5

6

8

7

9

5 94 / 2 0 1 0

fu je patrný vývoj pevnosti v tlaku do stáří 28 dní. Závislost

nejlépe vystihuje logaritmická funkce ve vztahu (1), přičemž

koeficient korelace r činí 0,967.

fc,t

= 8,4822 . ln(t) + 36,916 (1)

Koeficient korelace udává míru závislosti dvou veličin. Pro

praxi použitelné odvozené rovnice lze považovat takové,

u nichž r ≥ 0,85. Je tedy zřejmé, že logaritmická závislost vy-

stihuje vývoj pevnosti betonu vyrobeného z receptury LWH-

SC-AG3 nejlépe a je využitelná v praxi.

Zajímavá a také podstatná je závislost poměrné pevnosti

v tlaku na čase. Ta udává, kolik procent z výsledné pevnos-

ti beton dosahuje při stáří menším než 28 dní. Jako 100%

pevnost byla v tomto případě uvažována pevnost v tlaku

po 28 dnech. Pomocí regresní analýzy byla vyhodnocová-

na závislost zobrazená v grafu na obr. 5. Pomocí poměro-

vé pevnosti lze odvodit vztahy (2) a (3), z nichž je možné pro

danou recepturu stanovit 28denní pevnost v libovolném stá-

ří do 28 dní.

Závislost nejlépe vystihuje logaritmická funkce, přičemž

koeficient korelace činí 0,967.

fc,t

/ fc,28

= 12,548 . ln(t) + 54,61 (2)

Ze vztahu (2) lze odvodit funkční závislost pro stanove-

ní predikce 28denní pevnosti v tlaku, a to v libovolném stá-

ří do 28 dní zrání betonu. Uvedené závislosti a výpočty pla-

tí samozřejmě pouze pro recepturu LWHSC-AG3, při pou-

žití uvedených komponent receptury a normového postupu

přípravy čerstvého betonu.

fc,28

=fc,t

12,548 ⋅ ln t( ) + 54,61 (3)

V rámci studia vlastností zkoumaných lehkých vysokopev-

nostních betonů byl stanoven vývoj statického a dynamic-

kého modulu pružnosti v tlaku do stáří 28 dní. Tyto mate-

riálové charakteristiky jsou podstatné pro návrh betonových

konstrukcí z hlediska mezních stavů.

Závislost statického modulu pružnosti v tlaku na čase vy-

stihuje logaritmická funkce, přičemž koeficient korelace či-

ní 0,920.

Ec,t

= 2,0411 . ln(t) + 19,234 (4)

Za účelem odvození predikčního vztahu byly stanoveny

závislosti poměrového statického modulu pružnosti v tla-

ku na čase. Závislost vystihuje logaritmická funkce, přičemž

koeficient korelace činí 0,920.

Ec,t

/ Ec,28

= 7,7023 . ln(t) + 72,581 (5)

Z rovnice (5) lze odvodit funkční závislost pro stanove-

ní predikce 28denních statických modulů pružnosti v tlaku,

a to v libovolném stáří do 28 dní zrání betonu. Uvedené zá-

vislosti a výpočty platí pouze pro recepturu LWHSC-AG3,

při použití uvedených komponent receptury a normového

postupu přípravy čerstvého betonu.

Ec,28

=E

c,t

7,7023 ⋅ ln t( ) + 72,581 (6)

Dále byl stanoven vývoj dynamického modulu pružnos-

ti v tlaku obdobnou metodou jako v případě předchozích

charakteristik. Závislost nejlépe vystihuje logaritmická funk-

ce, přičemž koeficient korelace činí 0,807.

Ebu,t

= 1,9578 . ln(t) + 32,431 (7)

www.mottmac.cz

SÍLA ZKUŠENOSTI

T + 420 221 412 800E



Vývoj poměrového dynamického modulu pružnosti v tlaku

v čase vystihuje logaritmická funkce, přičemž koeficient ko-

relace činí 0,807.

Ebu,t

/ Ebu,28

= 4,9068 . ln(t) + 81,281 (8)

Z rovnice (8) lze odvodit funkční závislost pro stanovení

predikce 28denních dynamických modulů pružnosti v tlaku

a to v libovolném stáří do 28 dní zrání betonu. Uvedené zá-

vislosti a výpočty platí pouze pro recepturu LWHSC-AG3,

při použití uvedených komponent receptury a normového

postupu přípravy čerstvého betonu.

Ebu,28

=E

bu,t

4,9068 ⋅ ln t( ) + 81,281 (9)

S uvážením poměrně nízkých koeficientů korelace v pří-

padě rovnic (7) až (9) je zřejmé, že tyto vztahy je nutno brát

s rezervou. Pro praktické využití nejsou použitelné a lze je

tedy chápat spíše jako informativní.

ZÁVĚR

Hlavním cílem výzkumu popsaného v článku byl návrh, vý-

roba a studium fyzikálně-mechanických parametrů lehkého

vysokopevnostního betonu s využitím pórovitého kameniva

na bázi spékaných popílků. Celkem byly navrženy čtyři re-

ceptury, z nichž byla na základě pevnosti v tlaku vybrána jed-

na optimální. Z této byla následně vyrobena zkušební tělesa

(trámce 100 × 100 × 400 mm a krychle o hraně 150 mm) pro

studium fyzikálně-mechanických charakteristik v čase, a to

v intervalu 2 až 28 dní. Pozornost byla soustředěna na vývoj

pevnosti v tlaku a statického a dynamického modulu pruž-

nosti v tlaku. Pro pevnost v tlaku a statický modul pružnosti

v tlaku byly odvozeny predikční rovnice, přičemž u dynamic-

kého modulu pružnosti v tlaku nebylo dosaženo požadova-

né minimální míry závislosti sledovaných veličin. Po 28 dnech

byly dosaženy tyto průměrné parametry:

pevnost v tlaku (na krychlích) – 64,6 MPa,•

pevnost v tahu za ohybu (tříbodový ohyb na trámcích) – •

6,2 MPa,

statický modul pružnosti v tlaku (na trámcích) – 25,6 GPa,•

dynamický modul pružnosti v tlaku (na trámcích) – •

38,2 GPa,

objemová hmotnost ztvrdlého betonu (na krychlích) – •

1 980 kg.m-3

.

Při porovnání hodnoty statického modulu pružnosti v tlaku

s běžnými betony je zřejmé, že beton vyrobený z receptury

LWHSC-AG3 nedosahuje příliš vysokých hodnot. To lze při-

suzovat použitému pórovitému kamenivu, jež pravděpodob-

ně z hlediska elastických parametrů nedosahuje odpovída-

jící kvality. Výhodou použití agloporitu na bázi spékaného

popílku z elektrárny Dětmarovice je především snížení obje-

mové hmotnosti a s tím související celkové snížení hmotnos-

ti konstrukce cca o 15 %. Dalším pozitivem oproti běžně po-

užívanému keramzitu je skutečnost, že agloporit je vyráběn

z popílků, tj. vedlejší energetický produkt a navíc samovýpa-

lem (poměrně nenákladný výrobní proces). Zde tedy dochá-

zí k úsporám primárních surovin a energetických zdrojů. Pro

srovnání – pórovité kamenivo na bázi keramzitu je vyráběno

z kvalitních jílů, které jsou následně ve formě sbalků vypalo-

vány v rotační peci při vysoké spotřebě tepelné energie.

Závěrem lze konstatovat, že s použitím agloporitu na bázi

spékaných popílků, jakožto pórovitého kameniva, je možné

vyrobit lehký vysokopevnostní beton, jenž by zajisté nalezl

uplatnění ve stavební praxi. Je však nutné ověřit další pod-

statné charakteristiky betonu, které náleží do souboru krité-

rií použitelnosti a uplatnitelnosti betonu ve stavebních kon-

strukcích. Následující etapy experimentů budou zaměřeny

zejména na trvanlivost (odolnost proti vlivu mrazu, CHRL,

příp. CO2 a SO

2), z doplňujících zkoušek lze zmínit hloubku

průsaku tlakovou vodou, odolnost proti obrusu atd.

Příspěvek byl vytvořen v rámci výzkumného záměru MSM 0021630511

„Progresivní stavební materiály s využitím druhotných surovin a jejich

vliv na životnost konstrukcí“ a za finanční podpory z prostředků státního

rozpočtu prostřednictvím Ministerstva průmyslu a obchodu v rámci projektu

FR-TI2/351 „Nové technologie vysokohodnotného pórovitého kameniva

z různých druhů popílků“.

Ing. Tomáš Melichar

tel.: 541147463, e-mail: [email protected]

Ing. David Procházka


Ing. Vít Černý


všichni: Vysoké učení technické v Brně

Fakulta stavební, ÚTHD

Veveří 95, 602 00 Brno

www.fce.vutbr.cz/thd

Literatura:

[1] Aïtcin P.-C.: Vysokohodnotný beton. Z angl. orig. přeložil

V. Bílek a kol., 1. české vyd. Praha: ČKAIT, 2005, 320 str.,

ISBN 80-86769-39-9

[2] Drochytka R.: Lehké stavební látky, 1. vydání. Brno: VUT, 1993,

124 str., ISBN 80-214-0514-7

[3] Kulísek K. Černý V.: Building Materials from Energetic Wastes

and Suitable ecological Ways of their Utilization. Sovremennyj

Naučnyj věstnik, 2008(29), p. 54 – 65, ISSN 1561-6886

[4] ČSN 73 1317 Stanovení pevnosti betonu v tlaku

[5] ČSN 73 1370 Nedestruktivní zkoušení betonu. Společná

ustanovení

[6] ČSN 73 1371 Ultrazvuková impulzová metóda skúšania betónu

[7] ČSN 73 2011 Nedeštruktívne skúšanie betónových konštrukcií

[8] ČSN EN 206-1 Beton – Část 1: Specifikace, vlastnosti, výroba

a shoda

[9] ČSN EN 12350-2 Zkoušení čerstvého betonu

– Část 2: Zkouška sednutím

[10] ČSN EN 12350-5 Zkoušení čerstvého betonu

– Část 5: Zkouška rozlitím

[11] ČSN EN 12390-2 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 2: Výroba

a ošetřování zkušebních těles pro zkoušky pevnosti

[12] ČSN EN 12390-2 Zkoušení ztvrdlého betonu

– Část 3: Pevnost v tlaku zkušebních těles

[13] ČSN EN 12390-2 Zkoušení ztvrdlého betonu – Část 5: Pevnost

v tahu ohybem zkušebních těles

[14] ČSN EN 12390-2 Zkoušení ztvrdlého betonu

– Část 7: Objemová hmotnost ztvrdlého betonu

[15] ČSN EN 13055-1 Pórovité kamenivo – Část 1: Pórovité kameni-

vo do betonu, malty a injektážní malty

[16] ČSN ISO 6784 Beton. Stanovení statického modulu pružnosti

v tlaku

[17] URL: <http://no.wikipedia.org/wiki/Sandhorn%C3%B8y_bru>

[18] Holm T. A., Bremmer T. W.: State of the Art Report on High-

Strength, High-Durability Structural Low-Density Concrete for

Applications in Severe Marine Environments, US Army Corps

of Engineers

[19] Vyhláška Ministerstva životního prostředí č. 294/2005 Sb.,

příloha č. 2

SKÚSENOSTI S REALIZÁCIOU CEMENTOBETÓNOVÝCH

VOZOVIEK V MAĎARSKU NA DIAĽNICI M0 ❚ CEMENT

CONCRETE PAVEMENT REALISATION EXPERIENCE ON

HIGHWAY M0 IN HUNGARY



Kornel Prúnyi

Výstavba cementobetónového krytu vozovky o celkovej dĺžke 2 × 8,9 km

na diaľnici M0 v Maďarsku mechanizovaným spôsobom 4pásovým finišé-

rom s posuvným debnením. ❚ Cement concrete pavement realisation

in total lenght 2 times 8,9 km on highway M0 in Hungary with four track

slipformpaver.

Cementobetónové kryty (CBK) vozoviek sa vo všeobecnosti

delia na jednovrstvové a dvojvrstvové, pričom pri dvojvrstvových

CBK môžu, ale nemusia, byť obe vrstvy z rôzneho betónu.

Dvojvrstvový CBK sa zhotovuje jednak z ekonomické-

ho hľadiska, kde v spodnej vrstve je použitá hrubšia frak-

cia, ktorá je lacnejšia, a v hornej vrstve jemnejšia frakcia

vhodnejšia na vytvorenie požadovanej makrotextúry povr-

chu, a z technologického hľadiska, kde klzné tŕne a kotvy sa

vtláčajú do spodnej vrstvy, ktorá je prekrytá vrchnou vrst-

vou nenarušenou stopami po zabudovávaní výstuže. Vzhľa-

dom na zmraštiteľnosť betónu pri vytvrdzovaní je nutné re-

zať do CBK priečne a pozdĺžne škáry, aby sa zamedzilo

vzniku neriadených trhlín (obr. 1).

V Maďarsku na diaľnici M0 v úseku 59,800 km až

68,700 km od miesta napojenia na diaľnicu M3 bol v rokoch

2007 až 2008 vybudovaný diaľničný úsek s dvojvrstvovým

CBK vozovky, okrem mostných objektov, kde povrch vozov-

ky bol z asfaltobetónu.

ZÁKLADNÉ ÚDAJE O VOZOVKE

Dĺžka CBK – 2 × 8 km•

Šírka CBK – 5 × 11 m, 6 × 10,25 m, 8 × 7,5 m – hlavné •

jazdné pruhy,

– 2,75 m, 3,5 m, 4 m – dobetonávky.

Vystuženie CBK•

– klzné tŕne (systém DBI) – Ø 25 mm, dĺžka

500 mm, vzájomná vzdialenosť 250 mm,

vzdialenosť od povrchu CBK 130 mm,

– kotvy (systém CTBI) – Ø 16 mm, dĺžka

800 mm, vzájomná vzdialenosť 1 000 mm,

vzdialenosť od povrchu 170 mm,

Rozmiestnenie škár •

– priečne škáry – dĺžka dosiek CBK – 5 m,

– pozdĺžne škáry (od osi diaľnice) – 3,5 m, 4 m,

3,5 m (pri šírke CBK 11 m), resp. 2,75 m,

4 m, 3,5 m (pri šírke CBK 10,25 m).

Konštrukcia vozovky

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

nu CP 4/2,7 – 32/S1, XF4,

asfaltový separačný postrek,•

stabilizácia CKt-4 – 200 mm,•

mechanicky spevnené kamenivo (MSK) – 150 mm,•

ochranná vrstva – 350 mm.•

STROJNÉ VYBAVENIE

Dvojvrstvový CBK na hlavných jazdných pruhoch vozovky sa

ukladal finišérmi Wirtgen SP 1600 s posuvnými (klznými) boč-

nicami, so systémom DBI pre ukladanie klzných tŕňov, systé-

mom CTBI pre ukladanie kotiev do pozdĺžnych škár a s mož-

nosťou prestavby na požadované šírky 11, 10,25 a 7,5 m.

ZÁKLADNÉ FAKTORY OVPLYVŇUJÚCE RÝCHLOSŤ

VÝSTAVBY

Dĺžka trasy

Pri priemernej rýchlosti 1m/min finišér uloží cca 1,5 km/24 h

(finišér je konštruovaný tak, že môže ísť bez prestávky a me-

ní sa len jeho osádka).

Striedanie úsekov

Presun finišéra je možný po vlastnej ose. Pri rýchlos-

ti 20 m/min prejde finišér 1 km za necelú hodinu (nepodstat-

ný čas).

Ak sa základná zostava finišéra môže pohybovať po vlast-

nej osi, na rozobraní, dopravu a zostavení sú treba dva žeria-

vy a štyri návesy.

Presun finišéra po vlastnej osi nie je možný (trasa nie

je pripravená, resp. nie je prechodná, nie sú mosty apod.).

Finišér je potrebné rozobrať (obr. 2). Rozobratie finišéra, pre-

prava, opätovné zostavenie finišéra trvá cca 7 až 10 dní.

Ak sa základná zostava finišéra nemôže premiestniť po vlast-

nej osi kvôli nepriechodnosti trasy, na rozobraní, dopravu

a zostavení sú treba dva žeriavy, štyri návesy a trajler.

Pri zmene šírky CBK vozovky je nutná prestavba finišé-

ra čo trvá štyri až päť týždňov (vrátane rozobratia a pre-

pravy).

Tieto faktory je potrebné mať na zreteli už pri projekto-

vaní a následne pri zostavovaní harmonogramu výstavby

a nadväznosti jednotlivých operácií.

V projektovej dokumentácii na tejto stavbe bolo požado-

vané, aby na štyroch úsekoch stavanej časti diaľnice o cel-

kovej dĺžke 3 930 m bol opačný sklon „koruna“ prípojných,

resp. odbočovacích pruhov voči hlavným (priebežným) jazd-

ným pruhom (obr. 3) (podľa nových EN nie je to už prípustné).

To skomplikovalo situáciu potrebou prestavať finišér na ďal-

šiu šírku – z 11 m na 10,25 a 7,5 m, čím vznikla požiadavka

Obr. 1 Konštrukcia CBK ❚ Fig. 1 Construction cement concrete

pavement

1



Obr. 2 Zostava finišéra SP 1600 pre pokládku dvojvrstvového CBK

❚ Fig. 2 Slipformpaver SP 1600 for laying double layers

Obr. 3 „Koruna“ ❚ Fig. 3 Crown course

Obr. 4 Šírkové usporiadanie diaľnice na budovanom úseku ❚

Fig. 4 Wideness layout of highway

Obr. 5 Finišér Wirtgen SP 1600 v zostave pre dvojvrstvový CBK

❚ Fig. 5 Configuration of slipformpaver Wirtgen SP 1600 for laying

double layers

Obr. 6 Vytváranie makrotextúry povrchu vozovky „kefou“ ❚

Fig. 6 Macrotexture provided by brush

Obr. 7 Dokončovací stroj TCM na aplikovanie ochranného postreku

❚ Fig. 7 Curing equipment TCM for protective spray application

Obr. 8 Oceľové debnenie pracovnej škáry ❚ Fig. 8 Steel sheeting

for working gap

Obr. 9 Rezanie pozdĺžnej škáry ❚ Fig. 9 Cutting longitudinal joint

4

3

2

Technologická zostava finišéra

Spodná vrstva •

- rozhrňovač – rozdeľovač betónovej zmesi 15 ,

- dávkovací trám 16 ,

- elektrické ponorné vibrátory 17 ,

- predný tvarovací trám 18 ,

- zariadenie „DBI“ a „CTBI“ na vtláčanie klzných tŕňov

a kotiev do škár 08 ,

Vrchná vrstva•

- násypný kôš, dopravník a násypka pre betón 02 , 09 , 10 ,

- predný hladiaci trám 19 ,

- rozhrňovací šnek 20 ,

- dávkovací trám pre hornú vrstvu 21 ,

- zadný tvarovací trám 22 ,

- priečne kmitajúci zrovnávací trám 23 ,

- prídavná priečne a pozdĺžne super hladiaca doska 11 .

Prepravná zostava finišéra

„Predný“ finišér – základná zostava finišéra na vlastnom •

podvozku (pre spodnú vrstvu bez DBI a CTBI) – páso-

vý podvozok 14 , s hydraulicky 03 ovládanou výklop-

nou nohou 04 + hlavný korpus 06 s príslušenstvom 05 , 07 , 15 , 16 , 17 , 18 – pri šírke 10,25 m má hmotnosť

cca 70 t.

Systém DBI a CTBI • 08 , – má hmotnosť cca 15 t

Strojné vybavenie pre vrchnú vrstvu – predný hladiaci •

trám 19 , rozhrňovací šnek 20 , dávkovací trám pre hor-

nú vrstvu 21 , zadný tvarovací trám 22 , priečne kmita-

júci zrovnávací trám pre vrchnú vrstvu 23 , – majú hmot-

nosť cca 26 t,

Ostatné nosníky pre zostavu finišéra – hmotnosť cca 5,5 t•

Pomocné diely – hmotnosť cca 10 t•

Spolu: cca 125 t – na prepravu je potrebný jeden trajler

a štyri návesy.



zo strany investora na zhotovenie aj referenčného úseku (RÚ)

šírky 7,5 m, resp. 10,25 m okrem RÚ šírky 11 m.

Tiež časté stredanie šírky vozovky komplikuje a zdržuje do-

bu výstavby (obr. 4). Na tejto stavbe boli požadované tri rôz-

ne šírky hlavných jazdných smerov, budovaných finišérmi

Wirtgen SP 1600, ktoré sa nepravideľne striedali. Vzhľadom

k tomu, že nebola celá trasa v tej dobe ešte kompletne pri-

pravená, resp. sprejazdnená nebolo možné s finišérom na-

staveným na 11 m, ktorým bol vybudovaný referenčný úsek,

prejsť na rovnako široké úseky bez rozobratia. Preto bolo

nutné doviezť druhý finišér Wirtgen SP 1600 a zostaviť ho

na mieste, kde bola požadovaná šírka 11 m, čo bolo jedno-

duchšie ako rozobrať pôvodný finišér, previesť ho a opätov-

ne zostaviť na požadovanú šírku. Pôvodný finišér bol potom

použitý na budovanie vozovky šírky aj 7,5 m.

POSTUP VÝSTAVBY

Vlastná výstavba CBK vozovky na danom úseku, vzhľadom

k častému meneniu šírky vozovky a konečnému termínu do-

končenia, bola realizovaná dvoma finišérmi Wirtgen SP 1600.

Finišér Wirtgen SP 1600 je automaticky riadený pomocou

vopred vytýčenej oceľovej vodiacej lankovej dráhy upevne-

nej na konzolách osadených 1,4 m od zhotovovaného CBK

a 0,45 m nad jeho povrchom.

5

6

8

7

9



Pri pokládke CBK šírky 11 m, hrúbke 260 mm (180 mm

+ 80 mm) a rýchlosti finišéra 1 m/min bolo potrebných

172 m3/h čerstvého betónu.

Čerstvý betón CP 4/2,7 – 32/S1, XF 4 (zodpovedá betó-

nu STN 73 6123 – CB I (H, S) – C30/37 – Dmax

32 – S1, XF4)

v subdodávke zabezpečoval Springbeton s miešačkami 2 ×

Schwing-Stetter s kapacitou 120 m3/h/stroj.

Dopravu zabezpečovalo štrnáct nákladných automobilov

s vodotesnou korbou min. nosnosti 24 t.

Pred vlastnou pokládkou CBK sa skontroloval povrch ce-

mentovej stabilizácie CKt-4, či je čistý, nie sú tam hniezda,

priehlbiny a asfaltová ochranná vrstva vykazuje dostatoč-

nú zatvorenosť (RG 40/60 0,8 kg/m2). Vzhľadom na vysoké

horúčavy sa povrch kropil vodou z polievacieho automobi-

lu a pracovné škáry prípadne otvorené medzery sa zakry-

li plastovou fóliou.

Pred finišér SP 1600 sa zacúvaním nákladných automo-

bilov doviezol a vyklopil čerstvý betón. Keďže obidve vrst-

vy CBK boli z rovnakého betónu, sa časť betónu vysypané-

ho pred finišér nakladala do násypníka dopravníkového pá-

su betónu pre vrchnú vrstvu.

Čerstvý betón pre spodnú vrstvu CBK sa spracováva

a upraví „predným finišérom“.

Po urovnaní povrchu spodnej vrstvy do požadovanej výšky

predným tvarovacím trámom sa do spodnej vrstvy v mies-

te budúcich priečnych škár vtlačili klzné tŕne a priebežne

v mieste budúcich pozdĺžnych škár sa vtláčali kotvy.

Čerstvý betón premiestnený dopravníkovým pásom pred

„zadný finišér“ sa spracoval a upravil pre hornú vrstvu CBK

tvarovacím a priečne kmitajúcim zrovnávacím trámom, hla-

diacou lištou a oceľovou kefou na vytvorenie požadovanej

makrotextúry povrchu.

Priebežne počas pokládky CBK sa robili prípadné vy-

správky krajných plôch a hrán CBK. Prípadne plošné poru-

chy povrchu CBK sa robia zásadne zo servisnej plošiny za-

vesenej na konci finišéra, resp. z pracovnej plošiny na do-

končovacom stroji TCM 1800, ktorý sa pohybuje 5 až 20 m

za finišérom. Zariadenie má vlastný pohon a vstavaný po-

strekovač na aplikáciu disperzného prípravku „Curing“ za-

braňujúci vysýchaniu betónového povrchu. Na bočné stra-

ny, kde nebolo možné disperziu aplikovať strojovo, sa na-

nášala ručne.

Po ukončení dennej zmeny alebo keď sa práca preruši-

la viac ako na 90 min., sa vytvorila pracovná škára tak, že

koniec denného úseku sa uzatvoril oceľovým debnením.

Na uzatváracom debnení sú otvory v mieste tŕňov na ich

osadenie. Na druhý deň sa práca začala odstránením uza-

tváracieho debnenia. Vzniknutá škára zodpovedá v každom

smere priečnej slepej škáre.

Priečne škáry sa môžu rezať pri dosiahnutí pevnos-

ti 15 MPa kotúčom hrubým 2 mm do hĺbky 75 mm, aby sa

zabránilo vzniku neriadených trhlín. Pozdĺžne škáry sa reza-

li pri minimálnej pevnosti 15 MPa (horné obmedzenie nie je

striktné ako u priečnych škár, lebo v pozdĺžnom smere do-

sky nie sú náchylné na prasknutie) kotúčom hrubým 2 mm

do hĺbky 100 mm. Následne sa škáry pred zaliatím zálievkou

za horúca v hornej časti rozšírili na 8 mm do hĺbky 20 mm

a predtesnili povrazcom.

Šírka 11 m na piatich úsekoch sa realizovala finišérom

SP 1600, ktorý bol na stavbu dovezený ako prvý. Med-

zi jednotlivými úsekmi sa pohyboval po vlastnej osi. Šírka

7,5 m bola realizovaná tak isto týmto finišérom. Namiesto je-

ho prestavby na 7,5 m sa pod stroj domontovala pomocná

klzná bočnica. Toto riešenie umožnila skutočnosť, že finišér

sa mohol pohybovať pásmi po oboch smeroch diaľnice.

Šírka 10,5 m na šiestich úsekoch sa realizovala finišérom

Obr. 10 Zariadenie na zalievanie škár ❚ Fig. 10 Equipment for

joints suffuse

Obr. 11 Pokládka 7,5 m širokého CBK ❚ Fig. 11 Laying in width

7,5 m

Obr. 12 Kotvy na upevnenie dobetónovaných pruhov vozovky

❚ Fig. 12 Tie bar for after concreting laying pavements

Obr. 13 Klzné tŕne v priestore dobetonávok ❚ Fig. 13 Dowel bars

for after concreting space

Obr. 14 Finišér TEREX 2204 HW ❚ Fig. 14 Slipformpaver TEREX

2204 HW

Obr. 15 Diaľnica M0 počas vystavby ❚ Fig. 15 Highway M0 during

construction

10 11

12



SP 1600, na stavbu dodatočne dovezeným. Po stavbe sa

pohyboval po vlastnej osi.

Na dobetonávku opačne klopených pruhov, prípadne po-

mocných pruhov pre pomalé vozidlá, sa použil finišér TE-

REX 2204 HW (požadovaná šírka dobetonávky bola 2,75

až 4 m). Každý úsek navyše, ktorý sa dobetonovával finišé-

rom TEREX komplikoval situáciu, najmä po časovej stránke.

Po celej dĺžke hotového CBK položeného finišérom Wirtgen

v úsekoch dobetonávok bolo potrebné každých 1 000 mm

navŕtať zo strany do hotového CBK otvory a osadiť kotvy.

Nakoľko finišér TEREX nedisponuje systémom DBI, je po-

trebné klzné tŕne v špeciálnych podperách vopred osadiť

na podkladovú vrstvu.

Nakoľko finišér TEREX ukladá len jednu vrstvu a nie je vy-

bavený systémom DBI, je pokládka CBK jednoduchšia.

Spočíva len v dovezení čerstvého betónu pred finišér, jeho

spracovaní a konečné úprave povrchu CBK za finišérom.

V súčasnosti je diaľnica M0 na obchvate Budapešti plne

sprevádzkovaná bez výhrad.

Ing. Kornel Prúnyi

Inžinierske stavby, a. s., Košice

Priemyselná 7, 042 45 Košice


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

1413

15

ZNOVU K VLÁKNOBETONU, HLAVNĚ K DRÁTKOBETONU ❚

ONCE AGAIN ON FIBRE CONCRETE, PARTICULARLY STEEL FIBRE



Alain Štěrba, Pavel Rieger

Článek uvádí poznámky k dosavadním výz-

ku mům vláknobetonu a k jejich realizaci. Při-

pomíná potřebu většího zaměření na využití vlá-

ken při smykovém a vícesměrném namáhání

a na zkoušení vlivu vláken na napětí a vznik

trhlin při smršťování pojivové matrice. ❚ This

paper comments on present research into fibre

concrete and its outcomes. It brings to mind the

need for more concentration on application of

fibres under shear and omnidirectional stress

and on testing of the effect of fibres on stress

and process of cracking during shrinkage of the

binding matrix.

Vláknobetonu je v současnosti věnová-

na mimořádná pozornost. U nás je to

zřejmé např. ze zaměření čísla 2/2010

časopisu Beton TKS a z příspěvků

přednesených na nedávných konferen-

cích. Uvedené potvrzují i hlavní články

v nových číslech 4/2010 [1] a 5/2010

[2] německého časopisu „Beton“. Po-

zornost zasluhuje i nové vydání (2010)

knihy B. Wieteka [3]. Podobně je za-

měřena i betonářská technická literatu-

ra v ostatních zemích světa. Následující

příspěvek se proto soustředí jen na ně-

které poznámky k prioritám zaměření

výzkumu a zkušebnictví, a to z pohledu

těch, co nejsou zaměstnáni v organiza-

ci zabývající se výzkumem a jsou proto

na činnosti těchto a podobných organi-

zací závislí. K omezení rozsahu proble-

matiky se příspěvek soustřeďuje hlavně

na drátkobeton.

Jedním z hlavních cílů příspěvku je

upozornit na novou německou směr-

nici pro drátkobeton [4], která doplňu-

je (event. upravuje) základní německé

betonářské normy DIN 1045-1 (navr-

hování), DIN EN 206-1 společně s DIN

1045-2 (specifikace atd.) a DIN 1045-3

(provádění betonových staveb). Z toho

vyplývají i úvahy o současných tech-

nických normách a směrnicích, a tím

i o zkušebních metodách.

UPLATNĚNÍ DRÁTKŮ PŘI

NAMÁHÁNÍ OHYBEM

Ilustrace efektivnosti využití

oceli, porovnání vlivu drátkové

a prutové výztuže

U běžných netenkostěnných prvků

a konstrukcí namáhaných hlavně ohy-

bem se až na dále uvedené výjimky

mohou drátky uplatnit jen ve výjimeč-

ných případech. Názorně to ukazu-

jí tab. 1 a obr. 1, které využívají výsled-

ky zkoušek publikovaných J. L. Vítkem

a S. Smiřinským [5]. Konkrétně jsou to

údaje uvedené v tab. 4 článku, tedy ex-

perimentálně zjištěné hodnoty při prů-

hybu zkušebních trámců 3 mm. K po-

souzení technicko-ekonomické efek-

tivnosti využití drátků jedenácti alterna-

tiv vyztužení jsou z uvedených výsled-

ků v tab. 1 odvozeny ukazatelé, které

kromě užitných hodnot berou v úva-

hu i celkovou spotřebu energeticky ná-

ročné oceli (součet měrných hmotnos-

tí drátků a betonářské výztuže). Navíc

je třeba vzít v úvahu, že z hlediska spo-

třeby primární energie jsou tenké drátky

znatelně náročnější než běžná betonář-

ská ocelová výztuž.

Obr. 1a ilustruje měrnou únosnost

[kN/(m3/kg)], která jako ukazatel U1 vy-

jadřuje, jak každý kilogram oceli při-

spěl ke zjištěnému zatížení při průhy-

bu 3 mm. Z uvedeného grafu je zřej-

mé, že samotná betonářská výztuž

(obsah drátků 0 kg/m3) přispívá ve sle-

dovaném stadiu k únosnosti ohýba-

ného trámce významně víc než drát-

ková výztuž. Nejmenší hodnoty uka-

zatele U1 daly trámce vyztužené pou-

ze vlákny (bez prutové výztuže). Měrný

obsah drátků 60 kg/m3 dává poně-

kud horší ukazatele než měrný obsah

40 kg/m3. Hlavní důvody (plně se uplat-

ní pouze část drátků mezi kotevními

délkami, pouze třetina drátků působí

ve směru hlavních napětí) rozvádějí au-

toři článku [5].

Vliv sledovaného využití výztužné

oceli (betonářské oceli a drátků) na po-

čet trhlin, a tím nepřímo i na jejich šíř-

ku, ilustruje na obr. 1b ukazatel U2. Vý-

počet ukazatele je zřejmý z tab. 1. Po-

Tab. 1 Výpočet ukazatelů efektivnosti využití oceli drátků a prutů použitých při zkouškách publikovaných J. L. Vítkem a S. Smiřinským [5] –

tabulka 4 citované publikace ❚ Tab. 1 Calculation of indicators of the effectiveness of the application of steel fibres and rods used in tests

published by J. L. Vítek and S. Smiřinský [5] – table 4 of the quoted publication

Obsah

drátků

[kg/m3]

Počet

prutů průměru

8 mm

Hmotnost

prutů

[kg/m3]

Obsah

veškeré oceli

[kg/m3]

Měrný obsah*)

veškeré oceli

[1]

Výpočet ukazatelů z výsledků zkoušek při průhybu 3 mm

Měrná únosnost Měrný počet trhlin Měrná šířka trhliny

Průměrné

zatížení

[kN]

Měrná

únosnost

[kN/(m3/kg]

Průměrný

počet trhlin [1]

Měrný počet

trhlin [1]

Průměrná

šířka trhlin

[mm]

Měrná

šířka trhliny [1]

Md P Mp M m = M/Mm z U1 = z/m Pt U2 = Pt/m ŠU3 = Š.M /

(Šm.Mm)

60 0 0 60 0,928 32,5 0,54 2 2,16 2,70 0,89

60 1 17,3 77,3 1,195 72,6 0,94 7 5,86 2,90 1,24

60 2 34,6 94,6 1,463 104,2 1,10 6 4,10 2,27 1,19

60 3 51,9 111,9 1,730 135,2 1,21 8 4,62 2,30 1,42

40 0 0 40 0,618 25,0 0,63 2 3,23 3,64 0,80

40 1 17,3 57,3 0,886 65,2 1,14 5 5,64 2,78 0,88

40 2 34,6 74,6 1,154 101,7 1,36 6 5,20 2,88 1,19

40 3 51,9 91,9 1,421 134,4 1,46 7 4,93 2,39 1,21

0 1 17,3 17,3 0,268 43,5 2,51 2 7,48 2,94 0,28

0 2 34,6 34,6 0,535 79,4 2,29 4 7,48 2,94 0,56

0 3 51,9 51,9 0,803 112,2 2,16 5 6,23 3,08 0,88

Průměry64,7 1,0 2,80

Mm *) mm Šm **)

*) Měrný obsah veškeré oceli m = M / Mm, kde Mm = 64,7 kg/m3 = průměrný obsah veškeré oceli M

**) Šm je průměrná šířka [mm] trhliny



dobně jako u obr. 1a je ve sledovaném

stadiu únosnosti nejefektivnější pruto-

vá výztuž. Zhruba platí vše uvedené

výše pro ukazatel U1; nepravidelnosti

mohou být ovlivněny nahodilostí spo-

jenou se vznikem trhlin.

Ukazatel U3 hodnotí zkoušené alter-

nativy ve vztahu ke zjištěné průměr-

né hodnotě šířky trhliny Šm = 2,8 mm

a k průměrné hodnotě měrného obsa-

hu oceli Mm = 64,7 kg/m3 (tab. 1). Opět

je v betonářských prutech ocel využí-

vána efektivněji než ve formě použitých

drátků. Měrná šířka trhlin je u trám-

ců vyztužených pouze pruty významně

menší než v případě použití drátků.

Obecné zkušenosti a ustanovení

směrnic

Výše uvedená ilustrace platí plně jen

pro podmínky uvedeného experimen-

tálního výzkumu (včetně zvolené tloušť-

ky krycí vrstvy). K obdobným výsled-

kům došli však i mnozí další autoři,

např. [6]. Až na dále uvedené výjim-

ky (viz další podkapitola) je používání

samotných drátků při namáhání čis-

tým ohybem zpravidla málo efektiv-

ní. Jak z hlediska únosnosti, tak i z hle-

diska šířky trhlin, je účelné drátky kom-

binovat s betonářskou výztuží. Dal-

ší možností je kombinace s předpě-

tím [7, 8].

Uvedený závěr je potvrzen nejno-

věji (březen 2010) vydanou němec-

kou směrnicí [4]. Podle ní lze při na-

máhání ohybem nebo tahem zahrnout

drátkovou výztuž do statického hod-

nocení jen tehdy, kdy je splněna ale-

spoň jedna ze tří stanovených pod-

mínek. Jednou z těchto podmínek

je kombinace s betonářskou výztuží.

(Dalšími dvěma podmínkami jsou kom-

binace ohybu s normálnou tlakovou si-

lou a dále použití ve staticky neurčitých

systémech, u kterých lze využít redis-

tribuci namáhání). Možnost kombina-

ce s předpětím ve směrnicích uvede-

na není. Důvodem je neplatnost směr-

nic [4] pro předpjatý drátkobeton; dů-

vodem neplatnosti je podle [1] součas-

ný nedostatek zkušeností.

Výhodné využívání drátků

při namáhání ohybem

Výše uvedené skeptické hodnocení

efektivnosti použití drátků při namáhání

samotným ohybem neplatí všeobecně.

Dále jsou uvedeny následující příklady

účelného využití:

Tenkostěnné prvky – pro současné

nároky na tloušťku krycí vrstvy nelze

navrhovat velmi tenkostěnné prvky vy-

ztužené obvyklou betonářskou výztu-

ží. (Technické a ekonomické možnos-

ti využití výztuže odolné v podmínkách

běžných vlivů prostředí jsou stručně

shrnuté v později uvedené kapitole.)

Za určitých podmínek lze však velmi

tenkostěnné prvky (např. i s tloušťkou

pod 35 mm) vyrábět z drátkobetonu.

Směrnice [4] v prvé řadě v čl. 6.3 sta-

noví, že minimální tloušťky krycí vrstvy

uvedené v DIN 1045-1 platí pouze pro

běžnou betonářskou výztuž. Dále se

zde uvádí, že drátky sice mohou povr-

chově korodovat, že však tato koroze

neovlivňuje jejich trvanlivost. Je však

třeba počítat s možností povrchové-

ho zbarvení.

Pro ilustraci sledovaného využití drát-

kobetonu jsou uvedeny publikace z ro-

ku 2010:

Obr. 1 Ukazatelé využití výztuže U1, U2 a U3 v závislosti na hmotnostním obsahu drátků

(60, 40 a 0 kg/m3) a na počtu prutů (0, 1, 2 a 3) betonářské výztuže. Ukazatelé jsou specifikovány

a vypočteny v tab. 1. Použity výsledky zkoušek publikovaných J. L. Vítkem a S. Smiřinským [5];

a) ukazatel měrné únosnosti U1 (únosnost [kN/m3] / měrný obsah oceli [kg/m

3]), b) ukazatel U2

charakterizující vliv výztuže na počet trhlin, c) ukazatel U3 charakterizující vliv výztuže na šířku

trhlin ❚ Fig. 1 Indicators of the exploitation of reinforcement U1, U2 and U3 depending on the

mass content of steel fibres (60, 40 and 0 kg/m3), as well as on the number of rods (0, 1, 2

and 3) of concrete reinforcement. The indicators are specified and calculated in table 1. The

author has used results of tests published by J. L. Vítek and S. Smiřinský [5]; a) indicator of

specific load capacity U1 (load capacity [kN/m3] / specific content of steel [kg/m

3]), b) indicator

U2 characterizing the effect of reinforcement on the number of cracks, c) indicator U3

characterizing the effect of reinforcement on the width of cracks

0,54

0,94

0,63

1,14

1,361,46

2,16

1,211,10

2,51

2,29

2,16

5,86

3,23

5,64

5,204,93

6,23

4,62

4,10

7,48 7,48

0,89

1,23

0,80

0,87

1,18 1,21

0,88

1,41

1,18

0,28

0,56

0,00

0,50

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00

U1 –

měrn

á ú

no

sno

st

[kN

/(kg

/m3)]

Počet prutů betonářské výztuže

0 1 2 3 0 1 2 3 1 2 3

Obsah drátků

60 kg/m3

Obsah drátků

40 kg/m3

Obsah drátků

0 kg/m3

0,00

1,00

2,00

3,00

4,00

5,00

6,00

7,00

8,00

U2 –

měrn

ý p

očet

trhlin


0 1 2 3 0 1 2 3 1 2 3

Obsah drátků

60 kg/m3

Obsah drátků

40 kg/m3

Obsah drátků

0 kg/m3

Obsah drátků

60 kg/m3

Obsah drátků

40 kg/m3

Obsah drátků

0 kg/m3

0,00

1,00

2,00

U3 –

měrn

á š

ířka t

rhlin


0 1 2 3 0 1 2 3 1 2 3

1a

1b

1c



Využití ultravysokohodnotného drát-•

kobetonu pro výrobu kazetových díl-

ců s tloušťkou desky 25 až 35 mm

uvádějí P. Hájek, M. Kynčlová a C. Fia-

la [9].

V článku [10] J. Vodičky, V. Veselého, •

K. Koláře a J. Krátkého je mezi prak-

tickými realizacemi vláknobetonu vý-

roba trub bez výrobně náročné beto-

nářské výztuže.

Hauser [11] velmi stručně popisuje •

speciální drátkobeton „Ducon“ (Duc-

tile CONcrete) s mimořádně vysokou

pevností v tahu za ohybu (alespoň

40 MPa) a jeho použitelnost i pro vý-

robu prvků tloušťky 15 mm.

Použití tenkostěnných drátkobetono-

vých prvků je výhodné zvláště tehdy,

když větší duktilita přispěje k redistri-

buci namáhání, tedy když se zatížení

po vzniku trhliny přenese do jiné čás-

ti konstrukce a nejvíce zatěžovaná ob-

last je odlehčena.

Tenkostěnné povrchové vrstvy pro

zvětšení trvanlivosti, nepropustnos-

ti a duktility – hlavním cílem těchto

vrstev je omezit šířku trhlinek pod mez

(např. 0,15 mm), jejíž překročení by

ohrozilo požadovanou funkci konstruk-

ce. Dalším cílem může být redistribu-

ce namáhání staticky neurčitých kon-

strukcí, na které jsou kladeny vysoké

požadavky týkající se mezního stavu

použitelnosti. Při použití vysokohod-

notného vláknobetonu ovlivní sledova-

ná povrchová vrstva příznivě i odolnost

prvku proti vlivům prostředí.

Historická poznámka: Část výše uve-

dených požadavků (omezení rozvírání

trhlin) byla po roce 1970 v normě [12]

ošetřena následujícím požadavkem

článku 129: „Při krytí větším než 3 cm

je třeba povrch betonu vyztužit drá-

těným pletivem (sítí ).“ Tento postup,

aplikovaný s obměnami již před rokem

1970, se dnes jeví jako absurdní. Pla-

til však v době, kdy byla např. přede-

psána minimální tloušťka krycí vrstvy

10 mm a kdy ke krytí vedlejší výztuže

(třmínků) stačila za stanovených lehce

dodržitelných podmínek tloušťka krycí

vrstvy 5 mm.

K ilustraci současných řešení jsou

dále uvedeny následující příklady:

V přednášce [13] švýcarských autorů •

je mimo jiné popsáno pokrytí mostu

vytvořeného z pěti prefabrikovaných

nosníků tvaru T tenkovrstvou (30 mm)

na místě betonovanou vrstvou ze sa-

mozhutnitelného ultravysokohodnot-

ného drátkobetonu. Požadovanými

přínosy ocelových vláken jsou zpev-

nění (též zmonolitnění), zajištění ex-

trémně vysoké nepropustnosti (tím

i trvanlivosti) a změkčení konstrukce

(omezení její křehkosti). Z ultravysoko-

hodnotného betonu s rozptýlenou vý-

ztuží jsou i prefabrikované římsy.

Kanadští autoři [14] popsali zkoušky •

pěti alternativ kombinace běžného be-

tonu s vrstvami drátkobetonu. Velmi

dobré výsledky daly i prefabrikované

desky obsahující funkční část tloušťky

15 mm z vysokohodnotného vysoko-

pevnostního (120 MPa) drátkobetonu.

Pro uvedenou malou tloušťku bylo do-

saženo požadované funkce bez ohro-

žení ekonomické a ekologické hospo-

dárnosti. Kladně je v příspěvku hod-

nocena i soudržnost prefabrikované

vrstvy s nosnou vrstvou (nikdy nedo-

šlo k delaminaci). Na rozdíl od znění

nadpisu článku příspěvek nepojedná-

vá pouze o prefabrikovaných vlákno-

betonových pomocných deskách vy-

užitých ve funkci ztraceného bedně-

ní. Součástí popsaných řešení je i ten-

kostěnná deska betonovaná na místě

nad nosnou mostní deskou.

Nepropustnost – kromě obecněj-

ších údajů o vodonepropustných kon-

strukcích, hlavně o bílých a oranžo-

vých vanách, se příspěvek [15] zabý-

vá vlivem drátků na kritickou šíř-

ku trhliny, tedy na takovou šířku, při

které je za běžných podmínek vy-

loučen průsak vody. Pro běžný že-

lezobeton je uvedena kritická šířka

0,07 mm. Při použití drátků s obje-

movým podílem 0,38 % (30 kg/m3)

může být podle uvedeného obr. 1 ta-

to šířka 0,1 mm, při objemovém podí-

lu drátků 0,76 % (60 kg/m3) pak kolem

0,12 mm. Důležitý je též citovaný údaj

Niemanna, že výpočtem určenou šířku

trhliny pod 0,1 mm lze u železobetonu

s dostatečnou spolehlivostí zaručit jen

při použití drátkobetonu vyztuženého

konvenční výztuží. Uvedeným zmen-

šením požadavku na návrhovou šířku

trhliny lze však dosáhnout významné

úspory ocelové výztuže.

Betonové podlahy – u betonových

podlah je hlavním problémem smrš-

tění, nikoliv namáhání ohybem; bližší

v kapitole o bezespárých podlahách.

Vhodnost drátkobetonu při

smykovém a vícesměrném

namáhání

Při smykovém a vícesměrném namá-

hání může být drátková výztuž využi-

ta efektivněji než při převládajícím na-

máhání ohybem. Vedle vícesměrnosti

je důvodem i pracnost a relativně ma-

lá účinnost alternativní třmínkové vý-

ztuže, zvláště pak v případě tenčích

desek (směrně pod 300 mm). Přes-

to je této oblasti věnována podstatně

menší pozornost než využití vláken

při převládajícím namáhání ohybem.

Velká část publikovaných zkoušek je

prováděna záměrně tak, aby nedošlo

ke vzniku smykových trhlin. Tomu od-

povídá i zaměření příslušných evrop-

ských technických norem (viz kapitola

věnovaná normám).

Uvedená kritika zaměření aplikované-

ho a experimentálního výzkumu se ne-

týká předpjatého betonu.

Smykové namáhání

V ústavu „Institut für Massivbau der

RWTH Aachen“ byly provedeny [16]

čtyřicet dvě zkoušky, při kterých byl se

zaměřením na zvětšení smykové únos-

nosti (a trvanlivosti) ověřován vliv ob-

sahu vláken, velikosti předpětí, štíhlos-

ti a lokální dodatečné výztuže na pl-

nostěnných vaznících a na vaznících

s otvory ve stojině. Z uveřejněných vý-

sledků lze soudit, že z hlediska smy-

kové únosnosti je v obvyklých přípa-

dech technicky a ekonomicky nejvý-

hodnější obsah drátků kolem 1 % (asi

78 kg/m3).

Na úspornější a technologicky vhod-

nější obsah drátků 45 kg/m3 se za-

měřili Vítek a Kohoutková [7]. Zkouše-

ny byly nosníky tvaru T o rozpětí 3,2 m

vyztužené u referenčních nosníků kla-

sickou betonářskou výztuží a u před-

pjatých nosníků monostrandem o prů-

měru 15,5 mm, bez soudržnosti. Beton

měl ve stáří 28 d krychelnou pevnost

70 MPa. S cílem zvýraznit vliv smyko-

vého namáhání byla břemena umístě-

na ve vzdálenosti 1/6 rozpětí od pod-

por. Nosníky s drátkovou výztuží měly

proti referenčním nosníkům mírně vyš-

ší únosnost, jejich průhyby ve středu

nosníku byly však menší. Při zkoušce

se porušení lokalizovalo do jediné trh-

liny. Drátky v použitém množství neu-

možnily rozložení do více trhlin (podob-

ně jako u referenčního nosníku s kla-

sickou výztuží včetně třmínků profilu

8 mm ve vzdálenosti 150 mm).

Na smykové působení se soustředi-

la i přednáška T. Noshiravaniho a E.

Brühwilera [17] zaměřená v zájmu hos-

podárnosti na trámce z běžného žele-

zobetonu zesílené vrstvou z drátkobe-

tonu obsahující případně i pruty beto-

nářské výztuže.

Drátkobeton v kotevní oblasti

Na tuto oblast byla zaměřena i výše ci-

tovaná práce [7]. V kotevní oblasti by-



ly místo běžné spirály (použité v refe-

renčních tělesech) použity drátky Arce-

lor 75/50 v množství 40 kg/m3. Zkouš-

ky byly prováděny ve stáří betonu 5 až

7 dní, kdy pevnost dosahovala ko-

lem 80 % 28denní pevnosti. Všech-

ny vzorky splnily kritérium únosnos-

ti. Závěr autorů: „U vzorků z drátko-

betonu byly pozorovány širší trhliny

a to již po prvním cyklu. Jeden vzo-

rek z drátkobetonu kritérium šířky trh-

lin nesplnil. Přesto lze konstatovat,

že drátkobeton je pro kotevní oblas-

ti použitelný, bylo by však asi vhodné

množství drátků navýšit.“

Na předpjaté drátkobetonové dílce

ze samozhutnitelného betonu se za-

měřil i citovaný příspěvek [8]. V dílcích

byla eliminována veškerá smyková vý-

ztuž (třmínky) a měkká výztuž v kotevní

oblasti. Přínosem je i zjištění, že za po-

užitých podmínek splnil požadavky

na samozhutnitelnost i beton obsahují-

cí drátky v dávce až 140 kg/m3.

Protlačování, soustředěný tlak,

kroucení

Využití vláken ve více než v jednom

směru může být velmi efektivní. Kromě

problémů s omezením drahého účin-

ného drátkobetonu (směrně s obsa-

hem drátků nad 100 kg/m3) do kritic-

ké oblasti (mj. např. do ozubu nosníků)

zůstávají zde, podobně jako při po-

užití běžné betonářské výztuže, pro-

blémy v navrhování [18]. V Německu,

kde dosud platí pro navrhování národ-

ní norma DIN 1045-1, řeší toto použi-

tí drátkobetonu ve sledované oblas-

ti uvedená nová směrnice [4]. Podob-

ně jako pro namáhání smykem je pro

protlačování a pro soustředěný tlak

účinnost drátků odvozována ze zkou-

šek v tahu za ohybu (viz dále uvedené

poznámky ke zkoušení). Pro krouce-

ní je však výslovně uvedeno (čl. 10.4),

že se nesmí s účinností drátků uvažo-

vat. Z uvedeného je vidět, že je ješ-

tě co řešit, též v oblasti zkoušení drát-

kobetonu.

BEZESPARÉ PODLAHY,

OMEZENI VZNIKU A Š ÍŘKY

SMRŠŤOVACÍCH TRHLIN

Pro výrobní a provozní potíže s dilatač-

ními a smršťovacími spárami má vlák-

nobeton nezastupitelné místo i pro vý-

robu rozměrných betonových ploch,

zvláště podlah. Alternativní řešení (pou-

žití běžných sítí, předpětí) mají totiž i dá-

le uvedené nevýhody. Kromě distanco-

vání sítě (u tlustších desek se doporuču-

je umístění sítě v úrovni třetiny tloušťky

desky od horního povrchu) mohou zde

být i problémy s ukládkou. V případě

nepoužití běžné výztuže se vláknobeton

(zpravidla drátkobeton) snadněji rozlévá.

Absence výztužných sítí navíc umožňuje

pohyb autodomíchávačů a lze se proto

obejít i bez čerpadla [19].

Při uvedeném použití vláknobetonu

hraje největší roli smršťování. Nejrozší-

řenější zkoušení volně uložených těles

nebere dostatečně v úvahu relaxaci

smrštěním vyvolaného tahového napě-

tí v podmínkách „vázaného smrštění“

(vlivu smrštění na napětí a vznik trhlin

v podmínkách téměř nulového přetvo-

ření plochy desky).

Uvedené provozní zkoušky popisuje

např. Collepardi [19]: Na betonové ploše

byly vybetonovány 8 m dlouhé a 0,4 m

široké pásy betonů různého složení

(pět alternativ), vždy s tloušťkou 60 mm

a bez betonářské výztuže. Aby bylo vy-

loučeno délkové přetvoření, byly zkou-

šené pásy na obou koncích pevně při-

taženy k podkladu. Uvedenými zkouš-

kami byla mimo jiné prokázána účinnost

spolupůsobení přísad (superplastifikátor

na bázi polykarboxylátů, smrštění redu-

kující přísada na bázi polyetylenglykolu)

a polypropylenových makrovláken (dél-

ka 30 mm, průměr 0,95 mm, množství

3,5 kg/m3). Uvedená málo tuhá mak-

rovlákna zastavila hned v počátku růst

drobných trhlinek. Jedině tato alternati-

va byla proto hodnocena jako bez trhlin

(u alternativy se samotným superplas-

tifikátorem byly evidovány čtyři trhliny

a maximální šířka 1,05 mm).

Podobně zaměřené zkoušky navr-

hl Dohnálek [20]. K umožnění labora-

torních zkoušek je navrženo zkouše-

ní vázaného smrštění v korýtkové la-

boratorní formě (obr. 2). Při zkoušce je

beton vázán soudržností k povrchově

upraveným stěnám formy, s fixací kon-

ců se zatím neuvažovalo. Pro omeze-

nou délku formy (1 m) a malé příčné

rozměry uvažovaného ocelového úhel-

níku (100 mm) by bylo možno uvede-

nou metodu využívat hlavně pro zkou-

šení velmi jemnozrnných betonů ne-

bo pro zkoušení pojivových tmelů.

V případě zaměření na samotné poji-

vové tmely by bylo možno příčné roz-

měry dále zmenšit a umožnit tak žá-

doucí prodloužení formy i při únosné

hmotnosti soustavy.

Smrštění pojivového tmelu se ne-

projevuje pouze přetvořením betono-

vých prvků, vnitřními napětími a vzni-

kem a rozšiřováním trhlin. Závažný

je i jeho vliv na jakost tranzitní zó-

ny, a tím na soudržnost pojivového

tmelu s kamenivem. Jeho důsledkem

je pravděpodobně i nevhodnost hru-

bých zrn kameniva v oboru vysokých

pevností (tedy při velmi malých vodo-

pojivových součinitelích, při vysokém

podílu objemu cementového tmelu,

a proto i při velkém autogenním smrš-

tění). Z uvedených důvodů zasluhu-

jí pozornost i všechna opatření vedou-

cí k omezení objemových změn pojivo-

vého tmelu.

V prvé řadě jde o zmíněné dosti dra-

hé [19] přísady omezující smrštění

SRA (Shrinkage-Reducing-Admixture),

případně o novou řadu superplastifiká-

toru s funkcí SRA. Dále zasluhují po-

zornost i rozpínavé přísady. Podle Col-

lepardiho je vhodné „mrtvě pálené“

vápno (tedy ostře pálené, i při teplotě

nad 1 150 °C) a hlavně jeho kombina-

ce s dalšími přísadami (superplastifiká-

tor, SRA) a s vlákny.

Smrštění pojivového tmelu lze ome-

zit i jakostním ošetřováním. Splnění to-

hoto požadavku je však někdy obtížné

a to nejenom pro provozní důvody, ale

i pro důvody fyzikální. Vzhledem k ma-

lé propustnosti vysokohodnotného be-

tonu je např. obtížné nasytit vnitřní čás-

ti konstrukce vodou tak, aby v nich ne-

docházelo vlivem hydratace k podtla-

ku, a tím i k nepříznivým důsledkům

vyplývajícím z autogenního smrštění

pojivového tmelu. S tímto cílem je ny-

ní ověřováno vnitřní ošetřování beto-

nu s použitím superabsorpčních po-

lymerů (SAP), viz např. [21] a četné

další publikace. Takto se mohou uplat-

Obr. 2 Korýtková forma pro zkoušení vázaného smrštění [20]

❚ Fig. 2 Trough mould for testing of coupled shrinkage [20]

2



nit i vodou nasycená zrna pórovité-

ho kameniva [22].

VLIV PROSTŘEDÍ

Výše bylo již uvedeno, co uvádí no-

vá směrnice [4] k odolnosti drátků pro-

ti vlivům prostředí: že drátky sice mo-

hou povrchově korodovat a tato koro-

ze neovlivňuje jejich trvanlivost, že je

však třeba počítat s možností povrcho-

vého zbarvení. Podle [4] uvedené však

neplatí pro vliv prostředí X0 a dále, při

neexistenci betonářské výztuže, pro vli-

vy prostředí XS2, XS3, XD2 a XD3.

Jednou z hlavních funkcí vláken,

zvláště při současných velkých tloušť-

kách krycí vrstvy, je omezit šířku trhlin

na exponovaném vnějším povrchu be-

tonových konstrukcí (podobně jako při

uvedeném dřívějším používání rabico-

vého nebo jiného pletiva). Zde konku-

rují vláknům, především drátkům, vý-

ztužné prvky odolné proti korozi.

V tomto oboru je sice i u nás příznivý

vývoj, např. [23, 24, 25], trvají však ně-

které technické a ekonomické problé-

my [19], např.:

špatná přilnavost nerezové oceli k be-•

tonu,

četné nevýhody pozinkované výztu-•

že, vč. vlivu galvanického článku mezi

pozinkovanou a nepozinkovanou vý-

ztuží, retardace zpevňování na styku

s výztuží, problémy s ohýbáním,

možnost porušení epoxidového po-•

vlaku ocelové výztuže pro jeho křeh-

kost,

malá tažnost výztuže ze skelných vlá-•

ken.

POZNÁMKY K NORMÁM

A SMĚRNICÍM

Oblast vláknobetonu je technickými

evropskými normami bohatě pokryta.

Pokud k takto zaměřeným obecným

normám přidáme i ty stránky norem

pro stříkaný beton, které se vztahu-

jí k vláknobetonu (asi 32 stran), dosta-

neme celkem kolem 114 stran. Tento

rozsah by mohl být přiměřený v přípa-

dě, kdyby kromě těchto norem neby-

ly velmi často (někde dokonce převáž-

ně) používány i další směrnice; tedy ja-

ko v případě úspěšného zavádění ev-

ropských norem v oblasti přísad, kde

se za přispění sekretariátu DIN dospě-

lo k jejich uplatnění bez potřeby jejich

doplňování národními normami nebo

jinými předpisy.

V případě norem pro vláknobeton, ře-

šených též za spoluúčasti sekretariátu

DIN, je situace horší. V Německu, tedy

v zemi tohoto sekretariátu, jsou účel-

ně využívány i jinak zaměřené směrni-

ce (případně další předpisy a pomůc-

ky) a to zvláště v oboru zkušebnictví

(viz následující kapitola). Podobná si-

tuace je i u nás, viz technické podmín-

ky [26].

Jak již bylo uvedeno, byly pro drát-

kobeton vydány v březnu 2010 no-

vé směrnice DafStb [4]. Na jejich ti-

tulní stránce je mimo jiné zdůvodněno,

proč tyto směrnice nejsou v rozpo-

ru s evropskou technickou legisla-

tivou. Kromě citací příslušných doku-

mentů je uveden i hlavní důvod: spl-

ňují požadovanou úroveň bezpečnos-

ti, ochrany zdraví a dlouhodobé pou-

žitelnosti.

Uvedené směrnice mají následují-

cí části:

Část 1 – Doplňky a změny k normě •

DIN 1045-1, zaměřené na navrho-

vání. Tato část je nejobsáhlejší (dva-

cet tři strany). V úvodu je v prvé řa-

dě uvedeno, že směrnice se nevzta-

huje na předpjatý, vysokopevnost-

ní, lehký, samozhutnitelný a stříkaný

beton a na jmenované vlivy prostředí

(hlavně XD2 a XD3, viz předchozí ka-

pitola). Kromě běžných částí norem

(termíny, značky) jsou dále uvede-

ny změny a doplňky mnohých člán-

ků DIN 1045-1.

Část 2 – Doplňky a změny k nor-•

mám DIN EN 206-1 a DIN 1045-2.

Zde převládají články, které doplňu-

jí ustanovení o výrobní kontrole

a o kontrole shody. Další změny se

týkají příloh DIN EN 206-1: normativ-

ní příloha A (průkazní zkoušky) je na-

hrazena normativní přílohou N, nor-

mativní příloha H pro drátkobeton

neplatí, doplněny jsou dále násle-

dující normativní přílohy: M stano-

vující zkušební postup pro určení ob-

sahu drátků, N pro průkazní zkouš-

ky, O pro zkoušky k určení zbytko-

vých pevností (viz následující kapitola)

a třídy drátkobetonu, P pro stanovení

součinitele potřebného ke stanovení

pevnosti v centrickém tahu a Q, kte-

rá zahrnuje další doplňkové předpisy

pro drátkobeton.

Část 3 – Doplňky a změny k nor-•

mě DIN 1045-3, zaměřené na pro-

vádění betonových konstrukcí. Ta-

to část obsahuje doplňky k uklád-

ce a zhutňování betonu a k zařaze-

ní drátkobetonu do tříd provádění 2

a 3. Tato část dále obsahuje norma-

tivní přílohu A, která stanovuje pravi-

dla o četnosti zkoušek a kritériích vy-

braných vlastností čerstvého a ztvrd-

lého drátkobetonu.

POZNÁMKY K MECHANICKÝM

ZKOUŠKÁM VLÁKNOBETONU

Pevnost v tahu za ohybu (mez

úměrnosti, zbytková pevnost)

ČSN EN 14651 předepisuje zkoušení

na hranolech s hranami příčného prů-

řezu 150 mm a délky alespoň 550 mm.

Vzdálenost podpěr je 500 mm, sí-

la působí ve středu rozpětí, nad záře-

zem zabezpečujícím výšku průřezu 125

± 1 mm (směrně do hloubky 25 mm).

Zbytková pevnost v tahu za ohybu se

určuje z grafu závislosti rozevření trhliny

na zatížení, případně z grafu závislosti

průhybu na zatížení.

Další používanou zkouškou je zkouš-

ka dle technických podmínek [26] (nyní

i dle směrnic [4]). Při ní se používá stan-

dardní hranol 150 x 150 x 700 mm, zde

však s rozpětím 600 mm a se zatěžo-

váním v třetinách rozpětí (čtyřbodo-

vá zkouška). Zářez se neprovádí. Zbyt-

ková pevnost v tahu za ohybu se určuje

z grafu závislosti průhybu na zatížení.

Z hlediska provádění jsou obě zku-

šební metody nevýhodné pro velkou

hmotnost zkušebních těles. Z tohoto

důvodu zasluhuje pozornost i zkouš-

ka dle ČSN EN 14483-3, stanovená

pro zkoušení pevnosti stříkaného be-

tonu v tahu ohybem. Zde jsou zkou-

šeny trámce tloušťky 75 mm, šířky

125 mm a délky alespoň 500 mm. Ob-

jem těchto trámců je jen 0,38násob-

kem minimálního objemu trámce dle

ČSN EN 14651. Jejich hmotnost je ko-

lem 11,3 kg, tedy podstatně menší než

29,7 kg u nejkratšího trámce dle ČSN

EN 14651. Přitom příčné rozměry uve-

dených lehčích trámců vyhovují napro-

sté většině nyní používaných drátkobe-

tonů. Z hlediska měření a funkce je při-

pomínaná zkouška blízká k osvědčené

zkoušce dle [26], a tím i ke zkoušce dle

nejnovějšího předpisu [4]. Přínosem by

byla i možná unifikace předpisů.

Další zkoušky

Určitou pozornost si zasluhuje i dal-

ší zkouška předepsaná normou pro

stříkaný beton ČSN EN 14488-5. Ta-

to norma popisuje způsob stanovení

odezvy na vztah zatížení/průhyb des-

kového tělesa tloušťky 100 mm a ploš-

ných rozměrů 600 x 600 mm s cí-

lem stanovit útlum energie při průhybu

25 mm uprostřed desky. Deska ulože-

ná na čtvercovém rámu vnitřních roz-

měrů 500 mm je uprostřed zatěžová-

na břemenem působícím na čtverco-

vou desku s hranami 100 mm. Takto

lze hodnotit účinnost vláknové výztuže



na přetvárné vlastnosti (houževnatost,

duktilitu, tím i na možnost využít re-

distribuci zatížení) a schopnost odolat

nárazům. (Částečně podobnou funk-

ci mají i zkoušky „bodově“ zatížených

kruhových desek uveřejněné v dizer-

tační práci M. Stracka [27]).

Kromě výše uvedených (i dalších)

možností ověřování vlivu vázaného

smrštění si zasluhuje pozornost i otáz-

ka účelnosti laboratorních zkoušek

vláknobetonu zaměřených na poruše-

ní takovým smykem, při kterém se ne-

uplatňuje ani porušení v hlavním tahu,

ani porušení smykem, ke kterému do-

chází při zkouškách pevnosti v tlaku,

tedy k ověření schopnosti odolat pro-

tlačení nebo namáhání soustředěným

tlakem, případně i kroucení v kombina-

ci s tlakem.

ZÁVĚREČNÉ POZNÁMKY

Uvedený příspěvek zdaleka nevysti-

huje celou problematiku vláknobeto-

nu. Pominuty byly hlavně ty oblasti,

kde o účelnosti vláknobetonu není tře-

ba diskutovat. Mimo jiné jde o jeho vy-

užití ke zvýšení odolnosti proti působe-

ní rázů (též účinkům výbuchu), o pou-

žití betonu a malt s vlákny pro sanace,

o použití polypropylenových nebo ob-

dobných vláken s cílem zvětšit odol-

nost betonu proti požáru, nebo o vy-

užití uvedených vláken k omezení dů-

sledků plastického smrštění. Též nebyl

dostatečně zdůrazněn kladný vliv pev-

nosti betonu na efektivnost využití drát-

ků, případně i jiných vláken. Pro roz-

sáhlost problematiky byly též zcela po-

minuty možnosti uplatnění přírodních

a minerálních vláken (skleněných, čedi-

čových, struskových).

Též je třeba doplnit, že vše, co pla-

tí pro drátkobeton, platí v určité míře

i pro použití jiných vláken, které kromě

dostatečné pevnosti mají proti běžným

polymerům (např. polypropylenu) vý-

znamně větší i modul pružnosti. Colle-

pardi [19], i jiní, popisují např. vhodnost

vláken PVA. Již nyní dále existují uhlí-

ková vlákna i další velmi tuhá a pevná

polymerová vlákna, která pro jejich vy-

sokou cenu nelze dosud hromadně-

ji využívat. Je však reálná naděje na je-

jich zlevnění.

Pro rozsáhlost uvedené „literatury“

se autoři omlouvají, že asi neuvedli ně-

které ze závažných zdrojů a že uvádě-

jí pravděpodobně i poznatky čerpané

i z jiných, než z uvedených pramenů.

Ing. Alain Štěrba

Loudin a spol., s. r. o.

Křivá 8, 130 00 Praha 3


Ing. Pavel Rieger

Zapa beton, a. s.

Vídeňská 495, 142 01 Praha 4

e-mail: pavel [email protected]

Literatura:

[1] Alfes Ch., Wiens U.: Stahlfaserbeton nach DAfStb-Richtlinie

(Drátkobeton podle směrnice „DAfStb-Richtlinie“), beton 04/2010

[2] Empelmann M., Teutsch M., Müller C.: Tragverhalten von

Ultrahochleistungsbeton im Nachbruchbereich (Nosné chová-

ní ultravysokohodnotného betonu v době po porušení), beton

05/2010

[3] Wietek B.: Stahlfaserbeton (Drátkobeton), 2. přepr. vydání, 2010,

ISBN 978-3-8348-0872-1, Vieweg+Teubner

[4] DAfStb-Richtlinie Stahlfaserbeton (Směrnice DafStb Vláknobeton),

vydaná v březnu 2010 Německým výborem pro železobeton

(Deutscher Auschuss für Stahlbeton), Beuth Verlag GmbH, Berlin-

No 65050

[5] Vítek J. L., Smiřinský S.: Spolupůsobení klasické a rozptýlené

výztuže, Beton TKS 02/2010

[6] Krátký J., Vodička J., Vašková J., Hanzlová H.: Navrhování

konstrukčních prvků z vláknobetonu vyztuženého betonářskou

výztuží, Beton TKS 02/2010

[7] Vítek J. L., Kohoutková A.: Předpjatý drátkobeton, 8. konf.

Technologie betonu 2009

[8] Petřík V., Phillipp N.: Aplikace předpjatého vláknobetonu, Beton

TKS 02/2010

[9] Hájek P., Kynčlová M., Fiala C.: Vysokohodnotné vláknobetony

pro subtilní betonové konstrukce, Beton TKS 02/2010

[10] Vodička J., Veselý V., Kolář K., Krátký J.: Praktické použití vlák-

nobetonu, Beton TKS 02/2010

[11] Hauser S.: Mikrobewehrter Hochleistugsbeton.

Produkteigenschaften, Technologie, praktische Anwendung.

(Mikrovyztužený vysokohodnotný beton. Vlastnosti výrobku, tech-

nologie, praktické využití.), BFT 02/2010

[12] ČSN 73 2001 Projektování betonových staveb, 1970

[13] Oesterlee C., Sadouki H., Brühwiler E.: Analyse stucturale d´un

pont composé de BFUP et de béton armé (Strukturální analýza

mostu z vyztuženého ultravysokohodnotného betonu s rozptý-

lenou výztuží), Neuvieme édition des Journées scientifiques du

Regroupement Francophone pour Recherche et la Formation sur

le Béton (RF)2B, Lausanne, Suisse, 28-29 aout 2008

[14] Charron J.-P., Lessard M.-C., Massicotte B.: Comportement

des dalles de ponts avec pré-dalles préfabriqués en bétons ren-

forcés de fibres (Spolupůsobení mostních desek s prefabrikova-

nými deskami zpevněnými vlákny), Dixiéme édition des Journées

scientifiques du Regroupement Francophone pour Recherche et

la Formation sur le Béton (RF)2B, Cachan, France, 2-3 juillet 2009

[15] Petřík V., Půlpán M., Phillipp N.: Vodonepropustné vláknobeto-

nové konstrukce, Beton TKS 02/2010

[16] Hegger J., Bertram G.: Spannbetonbinder aus ultrahochfestem

Beton mit Faserbewehrung. Experimentelle Untersuchungen,

praktische Anwendung (Předpjaté betonové vazníky z ultravyso-

kopevnostního drátkobetonu. Experimentální vyšetřování, použití

v praxi), BFT 02/2010

[17] Noshiravani T. , Brühwiler E.: Comportement des éléments

composés de béton armé et BFUP sous les effets combinés

de flexion et cisaillement (Chování prvků ze železového

betonu a z ultravysokohodnotného betonu při působení

ohybu a smyku), Dixiéme édition des Journées scientifiques

du Regroupement Francophone pour Recherche et la

Formation sur le Béton (RF)2B, Cachan, France, 2-3 juillet

2009

[18] Hegger J., Walraven J. C., Häusler F.: Zum Durchstanzen

von Flachdecken nach Eurocode 2, Beton- und Stahlbetonbau

4/2010

[19] Collepardi M.: Moderní beton, Informační centrum ČKAIT,

2009

[20] Dohnálek J.: Návrh metodiky zkoušení vázaného smrštění

za použití korýtkové formy, 2008

[21] Briatka P., Makýš P.: Ošetřovanie čerstvého betónu

– 2. Superabsorpčné polyméry, Beton TKS 02/2010

[22] Briatka P., Makýš P.: Ošetřovanie čerstvého betónu

– 3. Nasiaknuté ĺahké kamenivo, Beton TKS 03/2010

[23] Štěpánek P.: Betonové konstrukce se zvýšenou odolností proti

agresivním vlivům, 15. Betonářské dny 2008

[24] Horák D., Štěpánek P.: Vývoj nekovových výztuží do betonu 1,

Materiály pro stavbu 01/2009

[25] Podolka L., Kolísko J., Dlouhá R., Menšík A.: Zkušenosti

z experimentů s FRP a skleněnou výztuží a jejich uplatnění

v praxi, 16. Betonářské dny 2009 – Sb. příspěvků konf.

[26] TP FC 1-1 Technické podmínky 1: Vláknobeton – Část 1

Zkoušení vláknobetonu – Vyhodnocení destruktivních zkoušek

a stanovení charakteristického pracovního diagramu vláknobeto-

nu pro navrhování vláknobetonových konstrukcí, ČVUT v Praze,

Fakulta stavební, Katedra betonových a zděných konstrukcí,

2007

[27] Strack M.: Modellbildung zum rissbreitenabhängigen

Tragverhalten von Stahlfaserbeton unter Biegebeanspruchung

(Modelování únosnosti drátkobetonu při namáhání ohybem),

dizertace na Ruhr-Universität Bochum, 2007

PRVNÍ ŽELEZNIČNÍ MOSTY Z PŘEDPJATÉHO BETONU ❚

FIRST PRESTRESSED CONCRETE RAILWAY BRIDGES


H I S T O R I E ❚ H I S T O R Y

Bohumír Voves

Příspěvek pojednává o prvním využití předpjatého betonu u nás, ale

i ve světě, v oboru železničních mostů a je vzhledem k současnému rozvoji

železničních staveb aktuální. ❚ The paper describes a first application

of prestressed concrete in our country, and also abroad, on the field of

railway bridges.

Po kladných zkušenostech se silničními mosty z předpjaté-

ho betonu provedl Ústav pro zprůmyslnění stavebnictví (dále

ÚZS) Ministerstva stavebnictví na výzvu Ministerstva dopra-

vy z konce roku 1952 práce nutné pro zavedení železničních

mostů z předpjatého betonu. Bylo rozhodnuto, že předpja-

tý beton bude v ČSR poprvé uplatněn u železničních mostů

nad rozšířenou Křižíkovou ulicí v Praze–Karlíně, kde bylo nut-

né nahradit tři klenby Negrelliho viaduktu. Nosná konstrukce

mostů měla být sestavena z trámů z kabelobetonu, tj. z do-

datečně předpjatého betonu s předpínací výztuží sdruženou

do kabelů. Podklady pro navrhování a provádění konstruk-

ce zajistil a zatěžovací zkoušky zkušebních trámů i hotových

mostů provedl ÚZS (Ing. Miroslav Klimeš a Ing. Bohumír Vo-

ves). Mosty navrhl SUDOP (Ing. Antonín Bébr). Trámy byly

vyrobeny ve výrobně n. p. Montostav (dříve Baraba) v Liticích

nad Orlicí (Ing. Jan Otta a Ing. Zdeněk Jíra).

Nejprve byl zpracován návrh dvou mostů s rozpětím 25 m

a dvou mostů s rozpětím 22,5 m pro zatěžovací vlak A

na dvou dvojkolejných železničních tratích rozbíhajících se

protisměrnými oblouky. Nosnou konstrukci mostu pod kaž-

dou kolejí tvořil rošt s pěti prostě podepřenými trámy průře-

zu T. Výška trámů byla po délce proměnná pro zajištění stře-

chovitého sklonu 2 %. Z boků trámů vycházely části deví-

ti příčníků. Spojení trámů v rošt zajistily kabely procházejí-

cí příčníky a přírubami trámů. Roštová soustava byla volena

tak, aby tíha trámů nepřesáhla nosnost dostupných jeřábů

a aby byla použitelná v kolejových rozvětveních. Pro poža-

dovanou hospodárnost byla výška trámů rovna až dvanác-

tině rozpětí.

Pro ověření způsobu navrhování a provádění mostů byly

vyrobeny a odzkoušeny dva zkušební trámy odpovídající na-

vrženému nejvíce zatíženému trámu rozpětí 25 m. Zkušební

trámy byly vyráběny v dřevěné oplechované formě. Kabelo-

vé kanálky vytvářely ocelové trubky, které byly po zavadnu-

tí betonu vytaženy. Pro betonářskou výztuž byla užita ocel

Rotor (obr. 1). Beton značky B 600 měl toto složení: 450 kg

portlandského cementu třídy 450 ze Štramberka na 1 m3

hotového betonu, litická žulová drť 15/25 nebo 7/15 mm

a labský písek 0/4 mm míšené v poměru hmotností 70 : 30

při vodním součiniteli 0,32. Betonovou směs zhutňovaly pří-

ložné vibrátory. Pro předpínací výztuž byl užit patentova-

ný nepopouštěný drát Ø P4,5, který byl dodáván bohumín-

skými drátovnami ve svitcích malého průměru, a proto byl

ve výrobně rovnán v rovnačce. Trámy byly předepnuty ka-

bely 12 Ø P4,5 napínanými na napětí 1 200 MPa napínacím

zařízením Baraba a kotvenými v kotvách Baraba (obr. 2).

Kotvy Baraba předcházely kotvám podle ČSN 74 2870. Sí-

la v napínacím zařízení byla vyvozována hydraulickým vál-

cem a měřena podle manometru. Přímé kabely byly napí-

nány z jedné strany, zvedané z obou stran. Protažení napí-

naných kabelů odpovídalo protažení vypočítanému z kon-

trolních zkoušek dodávaného drátu. Po zavedení předpě-

tí (obr. 3) byly kabelové kanálky vyplněny injektážní maltou

z portlandského cementu a vody při vodním součiniteli 0,4.

Do nádoby míchačky v chodu s dávkou vody byla postup-

ně sypána dávka cementu. Nádoba byla opatřena dvěma

prudce se otáčejícími vrtulkami, které uváděly záměs do ví-

řivého pohybu. Namíchaná malta byla vytlačována do ka-

nálku mezerami mezi dráty v kotevních deskách přetlakem

vzduchu vyvozeným kompresorem.

Při zatěžovací zkoušce byl první zkušební trám zatížen dvě-

ma hydraulickými válci v pěti stupních tak, aby v rozhodují-

cím průřezu byl vyvozen až 1,25násobek momentu od cel-

kového zatížení (tedy stupeň bezpečnosti s = 1,25) s odleh-

čením na každém stupni. Zatížení při s = 1,25 bylo opaková-

no třikrát. Po té bylo zatížení zvětšováno plynule. Při s = 1,6

vznikly první trhliny, které se po odlehčení zcela uzavřely

a při s = 1,33 znovu otevřely. Trám byl zatěžován do stup-

ně s = 2,59, který byl větší než požadovaný s = 1,75. Přitom

trhliny v betonu dosahovaly až k přírubě trámu a byly tak

velké, že nebylo možné zatížení zvětšovat. Po odlehčení se

většina trhlin uzavřela. Podle přepočtu odpovídá vzniku trh-

lin napětí v betonu v tahu 8,1 MPa; na zkušebních tělesech

byla zjištěna pevnost v tahu za ohybu 7,73 MPa. Z průhybu

při s = 1,25 lze po přepočtu usuzovat na modul pružnosti

E = 45,5 GPa; předpisy udávají pro beton značky B 600 mo-

dul E = 41 GPa.

Protože nebylo zařízení pro zatěžování na únavu dostupné,

byl druhý zkušební trám zatěžován obdobně jako první trám

dvěma hydraulickými válci opakovaně tisíckrát na stupeň

s = 1,5. Trám se choval pružně, ke vzniku trhlin nedošlo.

Po příznivém výsledku zatěžovacích zkoušek obou zku-

šebních trámů bylo rozhodnuto o provedení čtyř pojednáva-

ných mostů. Trámy, vyrobené týmž způsobem jako zkušeb-

ní trámy, byly přepraveny po železnici (obr. 4) na staveniště,

jeřábem osazeny na opěry (obr. 5 a 6) a příčným předpě-

tím spojeny v rošt.

Před předáním do provozu byly provedeny 20. května 1954

1



zatěžovací zkoušky dvou mostů rozpětí 22,5 m a 17. prosin-

ce 1954 dvou mostů rozpětí 25 m. Uskutečněná měření pro-

kázala, že mosty vyhovují všem požadavkům. Spolupůso-

bení trámů v příčném směru každého mostu bylo příznivější

než předpoklad podle Leonhardta užitý ve statickém výpo-

čtu. Ze změřených průhybů by bylo možné ve smyslu static-

kého výpočtu usuzovat na modul pružnosti betonu nejmé-

ně 49,9 GPa po zanedbání řady činitelů ovlivňujících průhyb,

které nejsou ve výpočtu uvažovány. Během zatěžování mos-

tů nebyly zjištěny jevy (např. vznik trhlin a trvalý průhyb), kte-

ré by se daly přisoudit závadám.

Na zbytku trámu, který byl podroben zatěžovací zkoušce

do zlomu a poté čtyři roky vystaven přímému vlivu povětr-

nosti, byl zjišťován stav injektážní malty a předpínací výztu-

že. Byla shledána šedá, tvrdá malta dobré soudržnosti s be-

tonem i dráty. Horní část kabelového kanálku (tzv. menis-

kus, vysoký až 5 mm) nebyl vyplněn injektážní maltou. Pa-

tentovaný drát byl naprosto bez rzi, i když byl v menisku ob-

nažen, protože v kabelovém kanálku, včetně menisku, bylo

zachováno alkalické prostředí a k oceli neměly přístup čini-

telé vyvolávající korozi.

Most sestavený z trámů byl použit u tří dalších mostů, např.

v Pečkách. Trámy, dopravené z výrobny po železnici, by-

ly osazeny železničními jeřáby vedle mostu určeného k od-

stranění (obr. 7) a příčnými kabely spojeny v rošt (obr. 8).

Po uložení železničního svršku byl během výluky železniční-

ho provozu odstraněn stávající most a celý hotový most byl

příčně zasunut na ložiska.

Mosty sestavené z trámů mají u jednoduchých tratí tyto

nevýhody: poměrně velká výška trámů znemožňuje prostou

výměnu za běžné nízké ocelové mosty a příčné předpínání

trámů v rošt prodlužuje práce na staveništi. Proto byly vyvi-

Obr. 1 Vyztužení trámu ❚ Fig. 1 Reinforcement of a beam

Obr. 2 Napínání kabelů ❚ Fig. 2 Tendons stressing

Obr. 3 Čelo předepnutého trámu ❚ Fig. 3 Face of a prestressed

beam

Obr. 4 Přeprava trámů ❚ Fig. 4 Transport of beams

Obr. 5 Osazování trámů v Karlíně ❚ Fig. 5 Beam lifting in Karlin

Obr. 6 Osazený trám v Karlíně ❚ Fig. 6 Beam placing in Karlin

2

5 5

3 4

6



nuty pro jednu kolej jednoduché tratě dva samostatné dě-

lené dílce komorového průřezu, které jsou dodatečně pře-

depnuty pouze podélně a jejichž výška je nižší než sedm-

náctina rozpětí.

Tak byl proveden železniční most nad silnicí v Bděněvsi

rozpětí 22 m, který byl sestaven vedle stávajícího mostu,

opatřen izolací, ochrannou omítkou a částečně štěrkovým

ložem (obr. 9). Během desetihodinové výluky provozu byl

dne 30. října 1957 odstraněn stávající most, na jeho místo

zasunut nový most (obr. 10), doplněno štěrkové lože, osazen

železniční svršek a provedena zatěžovací zkouška. Zatíže-

ní lokomotivou vyvodilo 48 % ohybového momentu a 45 %

posouvající síly od nahodilého zatížení uvažovaného ve sta-

tickém výpočtu. Pružné průhyby byly rovné 59,5 % průhybu

vypočteného. Závady nebyly zjištěny (obr. 11).

ZÁVĚR

Zavedení předpjatého betonu u železničních mostů se pova-

žovalo za úspěšné a byla provedena řada mostů z dodateč-

ně i předem předpjatého betonu.

Prof. Ing. Bohumír Voves, DrSc.

Pod Fialkou 7, 150 00 Praha 5

tel.: 257 216 282

Obr. 7 Osazování trámů v Pečkách ❚ Fig. 7 Beam lifting in Pečky

Obr. 8 Rošt sestavený z trámů ❚ Fig. 8 Structure composed of

beams

Obr. 9 Most sestavený z dílců ❚ Fig. 9 Bridge composed of

segments

Obr. 10 Příčné zasouvání mostu ❚ Fig. 10 Transverse pushing of

bridge

Obr. 11 Most v Bdeněvsi ❚ Fig. 11 Bridge in Bdeněves

7

9

8

10

11

STANOVENÍ POVRCHOVÉ KONCENTRACE CHLORIDŮ

SPOJENÍM LABORATORNÍCH ZKOUŠEK A ANALYTICKÉHO

MODELU ❚ SURFACE CHLORIDE CONCENTRATION

ASSESSMENT BY JOINT LABORATORY TESTING AND

ANALYTICAL MODEL


V Ě D A A V Ý Z K U M ❚ S C I E N C E A N D R E S E A R C H

Pavla Rovnaníková, Břetislav Teplý

Vzhledem k obtížím při přímém měření koncen-

trace chloridů působících na povrchu betonové

konstrukce vystavené působení posypových

solí je navrženo náhradní řešení pro stanovení

povrchové koncentrace chloridů kombinací jed-

norázových laboratorních zkoušek a výpočtové-

ho modelu 1D. ❚ Due to difficulties in direct

measuring of the chloride surface concentration

on concrete structures exposed to de-icing

salts combination of the inverse 1D model and

laboratory testing is suggested.

KOROZE VÝZTUŽE A PŮSOBENÍ

CHLORIDŮ

Za nejčastější příčinu degradace žele-

zobetonových konstrukcí je považo-

vána koroze ocelové výztuže. Za běž-

ných podmínek se v pórovém rozto-

ku v betonu vytváří zásadité prostředí,

kdy vzniká na povrchu výztuže tenká

a dobře přilnavá vrstvička oxidů železa

(tloušťky asi 10 nm), která působí jako

ochranná (pasivační vrstva), zabraňující

přímému kontaktu kyslíku, vody i jiných

agresivních látek s povrchem výztuže,

tj. brání vzniku koroze – viz např. [1].

K narušení této pasivační vrstvy, k tzv.

depasivaci výztuže, dochází vlivem re-

akce agresivních látek z okolí s hydro-

xidem vápenatým, zejména karbonata-

cí betonu. Výrazné poškození ochran-

né vrstvy na výztuži v betonu způsobují

také chloridy. Difúze chloridových ion-

tů v betonu je obvykle výrazně rychlejší

než postup karbonatace; v dalším bu-

de proto věnována pozornost jen sle-

dování vlivu chloridů. Přítomnost chlo-

ridů v betonové konstrukci je způso-

bena:

chemickými rozmrazovacími látkami •

(údržba komunikací),

mořskou vodou (přímé působení či •

aerosolové působení v pobřežních či

přímořských lokalitách),

v záměsové vodě při výrobě betonu •

(přípustné množství chloridů je uve-

deno v ČSN EN 1008),

chloridy v některých chemických pro-•

vozech.

V našich podmínkách je běžný první

případ, vyskytující se u dopravních sta-

veb, resp. parkovišť, garáží a podob-

ných objektů, kam se sůl může dostat

na pneumatikách vozidel.

Chloridové ionty difundují do pórové-

ho systému betonu, s časem jsou chlo-

ridy ve větší hloubce a postupně se je-

jich koncentrace zvyšuje. Dosáhne-li kon-

centrace chloridů v okolí výztuže kritic-

ké hodnoty Ccr, následkem je výše zmí-

něná depasivace ocelové výztuže. Tento

děj je tzv. iniciační stadium. V dalším ob-

dobí, za přítomnosti kyslíku a vlhkosti za-

čne docházet ke korozi ocelové výztu-

že. Vznikající korozní produkty mají ně-

kolikanásobně větší objem než původní

kov, a to způsobuje vznik trhlin a pozdě-

ji vede i k odlupování krycí vrstvy beto-

nu, ke změnám v soudržnosti oceli s be-

tonem a současně i k zmenšení efektivní

plochy výztuže s možnými důsledky pro

tuhost, únosnost a životnost konstrukce.

Pravděpodobnostní hodnocení ini-

ciačního stadia může být popsáno

podmínkou ve tvaru

Pf(t

D) = P{C

cr – C

a(t

D) < 0} < P

d , (1)

kde Pf je pravděpodobnost poruchy

ve smyslu dosažení kritické koncentrace

chloridů Ccr

v místě výztuže. Ve vztahu

(1) je Ca koncentrace chloridů v hloubce

krycí vrstvy a, dosažená v čase tD.

Existuje řada druhů koroze kovů,

na výztuži obecně rozeznáváme korozi

rovnoměrnou a důlkovou. U rovnoměr-

né koroze se předpokládá, že dochází

k rotačně symetrickému úbytku ocelo-

vé výztuže. V případě důlkové koroze je

ovlivněna sice jen malá plocha povrchu

výztuže, ale dochází během ní k pod-

statnému snížení efektivní plochy výztu-

že v zasaženém místě. Průřez má pak

spíše křehké chování, což může vést

k náhlému porušení konstrukce [2]. Ta-

to koroze probíhá zejména v přítomnosti

chloridů a náchylná k ní jsou místa lokál-

ních poškození povrchu výztuže (poško-

zení transportem, montáží apod.).

Období, během kterého probíhá ko-

roze výztuže, se nazývá propagační

periodou; její pravděpodobnostní hod-

nocení může být popsáno několika ty-

py podmínek podle toho, zda posu-

zujeme vznik trhlin, šířku trhlin, úbytek

efektivní plochy výztuže, nebo spolu-

působení oceli s betonem.

Působení chloridů na železobetono-

vou konstrukci je znázorněno na obr. 1.

Na časové ose jsou vyznačeny jednotli-

vé fáze včetně příslušných mezních sta-

vů, kde DLS (Durability Limit State) značí

mezní stav trvanlivosti, SLS (Serviceabili-

ty LS) mezní stav použitelnosti a ULS (Ul-

timate LS) mezní stav únosnosti (DLS for-

málně spadají do kategorie SLS). Přitom

tini

je iniciační čas, ttrh

čas do vzniku trh-

lin, ttrh,p

čas do vzniku nepřípustné trhliny

na povrchu betonu, tdel

čas do delamina-

ce (odpadávání částí krycí vrstvy), tdef

čas

do dosažení mezních deformací (např.

průhybů) a tu čas do dosažení meze

únosnosti (průřezu, prvku, konstrukce).

Ke schématu na obr. 1 se váží násle-

dující inženýrské činnosti:

1 Prohlídky, inspekce konstrukce.

2 Sběr dat, předběžná měření.

3 Odběr vzorků.

4 Laboratorní rozbory analýza kon-

centrace chloridů, stanovení pH.

5 Stanovení oblastí s dosažením kri-

tické hodnoty koncentrace chlori-

dů (depasivace výztuže).

Per

iod

a

Čas

Mez

ní s

tav

Degradační proces

Inic

iačn

í per

ioda

tini

DLS

Průnik chloridových

iontů betonem

Depasivace

výztuže

Pro

paga

ční p

erio

da

ttrh

DS

L

Kor

oze

výzt

uže

–úby

tek

průř

ezov

é pl

ochy

vznik trhlin v betonu

obklopujícím výztuž

SLS

šíření trhlin

v betonu

ttrh,p

trhliny na povrchu

betonu

tdel

ULS

, SLS

delaminace krycí

vrstvy betonu

tdef nepřípustné oslabení

efektivní průřezové

plochy výztužetu

Obr. 1 Působení chloridů (posypových solí)

na železobetonovou konstrukci

❚ Fig. 1 Effect of chlorides (de-icing salts)

on concrete structure

1



6 Určení zbytkové životnosti degrado-

vané konstrukce limitované iniciační

perio dou, tj. časem do vzniku koroze.

7 Určení doby vzniku trhlin v okolí vý-

ztuže.

8 Určení doby do vzniku trhliny o li-

mitní šířce na povrchu betonu.

9 Analýza úbytku efektivní průřezové

plochy výztuže korozí.

10 Posouzení deformací degradované

konstrukce.

11 Posouzení únosnosti degradované

konstrukce.

12 Určení zbytkové životnosti degra-

dované konstrukce limitované

součtem iniciační periody a perio-

dy propagační – dle typu omezují-

cí podmínky.

Všechny uvedené činnosti nejsou

vždy vykonávány, např. je-li za rozho-

dující kritérium přijata iniciační perio-

da, pak se jedná jen o prvních šest

kroků, nebo na opak, když je sledo-

ván průnik chloridů i v průběhu dal-

šího času (propagační perioda), mů-

že postupně docházet k depasiva-

ci dalších (hlouběji uložených) vrs-

tev oceli, k jejich korozi a následně

také k dalšímu šíření trhlin v betonu.

V takovém případě se kroky 8 až 12

mohou provádět opakovaně (pro růz-

né časové stupně). Navíc, v souvislosti

s již existujícími trhlinkami v krycí vrstvě

může být průnik chloridů urychlen.

Znalost koncentrace chloridů v beto-

nu (dle místa i času) je tedy nutná a je

Obr. 2 Podhled mostu s V-segmenty ❚

Fig. 2 Soffit of the bridge with V-segments

Obr. 3 Odběr vzorků betonu

❚ Fig. 3 Taking of concrete samples

Obr. 4 Doprava pod mostem ❚

Fig. 4 Traffic under the bridge

Obr. 5 Schéma předpokládané turbulence

❚ Fig. 5 Scheme of assumed turbulence

Obr. 6 a) Vyšetřovaný konstrukční

prvek; b) koncentrace chloridů v povrchu

konstrukčního prvku ❚ Fig. 6 a) Assessed

structural member; b) chlorides concentration

in the member surface

Literatura:

[1] Vořechovská D., Chromá M.,

Podroužek J., Rovnaníková P. and

Teplý B.: Modelling of Chloride

Concentration Effect on Reinforcement

Corrosion, Computer-Aided Civil and

Infrastructure Engineering 24, 2009,

446–458

[2] Duprat F.: Reliability of RC beams under

chloride-ingress. Construction and

Building Materials, 21, 2007, 1605–1616

[3] Collepardi M., Marcialis A., Turriziani R.:

Penetration of chloride ions into cement

pastes and concrete. J. Am. Ceram.

Soc., 1972, 55, 10, 534–535

[4] Podroužek J., Teplý B.: Modelling of

chloride transport in concrete by cellu-

lar automata. Engineering Mechanics,

15, 3, 2008, 1–10

[5] Song H., Pack S., Ann K.: Probabilistic

assessment to predict the time to

corrosion of steel in reinforced concre-

te tunnel box exposed to sea water.

Construction and Building Materials,

23, 2009, 3270–3278

[6] Oslakovič I., Serdar M., Bjegovič D.,

Mikulič D.: Modeling of time dependent

changes of chloride diffusion coefficient.

DBMC11, Istanbul, Turkey, Vol. 1, 2008,

203–211

[7] Teplý B., Novák D., Pukl R.:

Modelování a prognóza degradace

betonových konstrukcí. Sb. konf.

Sanace 2008, Brno: SSBK, 241–249

[8] Teplý B., Podroužek J., Rovnaníková P.,

Bergmeister K., Strauss A., Wendner R.,

Costa R., Santa U.: Chloride induced

Deterioration on Reinforced Structures,

verified by a Cellular Automata

Simulation.

The 5th Central European Congress

on Concrete Engineering, Baden 2009,

267–270

2

3 5

4 6a 6b



výhodné, jsou-li k dispozici nástroje

pro její prognózování.

MODELOVÁNÍ PROSTUPU

CHLORIDŮ BETONEM

Pro popis časově závislého procesu

průniku chloridů existuje několik odliš-

ných přístupů. Velké množství modelů

využívá Crankova řešení 2. Fickova zá-

kona, který popisuje proces difúze. To-

to řešení pravděpodobně poprvé apli-

koval Collepardi a kol. [3] a bylo od-

vozeno za následujících předpokladů:

beton je homogenní materiál, počáteč-

ní koncentrace chloridů v betonu je nu-

lová, adsorpce chloridů je lineární a vliv

okolních iontů je neměnný v čase. Mo-

del popisuje následující vztah:

C( x, t ) = CS,0

1− erfx

2 Da

t

⎛

⎝

⎜⎜

⎞

⎠

⎟⎟

⎡

⎣

⎢⎢

⎤

⎦

⎥⎥

, (2)

kde C je koncentrace chloridových ion-

tů v hloubce x pro časový úsek t (ob-

vykle x = a, kde a je krycí vrstva), Da

je difúzní koeficient, tj. veličina závislá

na kvalitě a druhu betonu, obecně pro-

měnná v čase, a CS,0

je koncentrace

chloridů na povrchu betonu (lze chápat

jako jakési „zatížení“).

Vztah (2) popisuje průnik chloridů jen

v určitém místě a jedná se tedy o 1D

model. Vzhledem k tvaru zkoumané

konstrukce (průřezu či prvku) a roz-

místění výztuže je obvykle vhodnější

2D modelování, které umožňuje např.

technika celulárních automat [4]. Vždy

je však jako nutný vstupní údaj potřeba

znát mj. CS,0

. Tato hodnota však není

běžně známa z několika důvodů:

posuzování degradace betonových •

konstrukcí výpočetním modelováním

je zatím v praxi výjimečné;

hodnoty • CS,0

se nepochybně liší

s ohledem na zdroj (posypové so-

li a sníh/voda; aerosol v okolí sole-

ných silnic způsobený dopravou ne-

bo větrem; koncentrace roztoků chlo-

ridů a množství pevných solí ve styku

s betonem v chemických provozech),

s ohledem na lokalitu (geograficky a/

nebo místo na konstrukci), u komuni-

kací a mostů s ohledem na roční ob-

dobí, počasí apod.

měření povrchové koncentrace je •

technicky, organizačně, časově i eko-

nomicky náročné.

Proto pro existující, degradací již po-

stižené konstrukce je navrženo v dal-

ším textu náhradní řešení pro stano-

vení povrchové koncentrace chloridů

kombinací jednorázových laborator-

ních zkoušek a modelu 1D.

METODIKA NÁHRADNÍHO

STANOVENÍ POVRCHOVÉ

KONCENTRACE CHLORIDŮ

Pro stanovení povrchové koncentrace

chloridů byl autory navržen následující

postup (některé jeho kroky jsou shod-

né s položkami ve výčtu inženýrských

činností uvedených výše):

Inspekce konstrukce za účelem roz-•

hodnutí o místech, kde bude nutné

nebo vhodné degradaci posoudit.

Odběr vzorků betonu konstrukce – •

jádrové vývrty, resp. práškové vzor-

ky (s odběrem materiálu po hloub-

ce vrtu).

Laboratorní rozbor odebraných vzor-•

ků – stanovuje se koncentrace Cl-

a OH- iontů (hodnota pH), a to v růz-

ných hloubkách od povrchu až po vý-

ztuž (tzv. chloridový profil).

Opakovaným (pro všechny vzor-•

ky) zpětným výpočtem modelu 1D –

vztah (2), tj. dosazením hodnot C(x,t)

získaných na odebraných vzorcích se

vypočtou hodnoty CS,0

.

Tyto hodnoty pak lze využít pro po-•

drobnější analýzu rozložení koncent-

race chloridů ve zkoumané konstruk-

ci a jejich prognózu v čase, např. zmí-

něnou technikou celulárních automat.

Určí se tak oblasti, kde je již dosaže-

na hodnota Ccrit

a kde tedy lze oče-

kávat korozi výztuže. Tu lze pak pro-

gnózovat pomocí příslušného modelu

a posoudit tak relevantní mezní stav,

resp. posoudit zbytkovou životnost.

Jestliže byl odebrán a laboratorním

rozborům podroben dostatečný počet

vzorků (v dostatečné škále vzdáleností

od povrchu), je možné také získat od-

povídající CS,0

extrapolací chloridových

profilů na povrch [5].

Pro případy, kdy byl pomocí odebra-

ných vzorků stanoven chloridový pro-

fil a kdy je známa povrchová koncen-

trace chloridů CS,0

(např. při působení

mořské vody), je možné zpětným vý-

počtem modelu dle (2) vypočítat od-

povídající hodnoty difusního součinite-

le betonu Da [6].

APLIKACE

Popsaná metodika byla aplikována

na příkladu mostu v severní Itálii, pře-

cházejícího nad dálnicí. Přitom byla po-

suzována degradace spodní části vo-

dorovných prvků mostu (obr. 2), způso-

bená vlivem solení dálnice a turbulencí

aerosolu, vzniklého ze solného roztoku

přejezdem automobilů, který pak pů-

sobí na konstrukci mostu nad dálnicí.

Přímé a dlouhodobé měření povrchové

koncentrace chloridů na spodní stra-

ně V–segmentů bylo neschůdné a bylo

proto využito výše naznačeného postu-

pu. Obr. 3 a 4 ilustrují stav mostu, od-

běr vzorků i probíhající dopravu.

Ze vzorků, které byly odebrány od-

vrtem elektrickou vrtačkou do hloub-

ky 0 až 10 mm, 10 až 20 mm a 20 až

30 mm, byly vylouženy vodou rozpust-

né chloridy. Ve výluhu byla potencio-

metricky stanovena hodnota pH, kte-

rá informuje o koncentraci hydroxido-

vých iontů v betonu. Dále byl stanoven

obsah chloridů zákalovou metodou tit-

rací odměrným roztokem dusičnanu

rtuťnatého. Chloridy lze také stanovit

jinými metodami, např. iontově selek-

tivní elektrodou nebo iontovou chro-

matografií.

Laboratorní vyšetřování potvrdilo

předpoklad vyššího „namáhání“ sol-

ným aerosolem těch stěn V-segmen-

tů, které byly orientovány ve směru jíz-

dy na dálničním pruhu pod tímto most-

ním nosníkem (obr. 5). Stanovené hod-

noty CS,0

[hm. %/hm. beton], které

mohly být dále využity pro posuzová-

ní degradace (tj. v činnostech 5 až 12),

jsou na obrázku 6. Byla tak posouze-

na řada mezních stavů mostu pro růz-

né varianty možných postupů oprav

(ve spolupráci s BOKU Wien, Autobre-

nerro Trento a s využitím programové-

ho systému SARA [7]); částečně o tom

bylo referováno již v [8], kompletněji

to bude publikováno v připravovaném

článku. Ukázalo se, že při uvážlivém

plánování provozu mostu a jeho údrž-

by s včasným využitím výše zmíněných

možností analýzy degradačních pro-

cesů, by bylo možno prodloužit provo-

zování mostu bez zvýšení nákladů asi

o dvacet let.

Tento výsledek byl získán v rámci činnosti

projektu 1M0579 – výzkumné centrum CIDEAS.

Prof. RNDr. Pavla Rovnaníková, CSc.

Ústav chemie

Fakulta stavební VUT v Brně

Žižkova 17, 602 00 Brno

tel.: 541 147 633


Prof. Ing. Břetislav Teplý, CSc.

Centrum CIDEAS

Fakulta stavební VUT v Brně

Veveří 331/95. 602 00 Brno

tel.: 541 147 642


Text článku byl posouzen odborným lektorem.

TEPLOTNÉ ZMENY A CEMENTOBETÓNOVÉ VOZOVKY

❚ TEMPERATURE CHANGES AND CONCRETE PAVEMENTS



Ľudmila Bartošová

Vozovky z cementového betónu sú vystavené stále sa zvyšujúcemu zaťa-

ženiu, ako dopravnému, tak aj teplotnému namáhaniu. Zmeny klimatických

podmienok, výrazné teploty vzduchu a teploty na povrchu vozoviek úzko

súvisia s teplotným režimom vozoviek. Cementobetónové vozovky sú

charakteristické tým, že citlivo reagujú na tieto teploty a vznikajú posuny

dosiek, prípadne napätia od teplotného spádu. Podmienky uloženia a spo-

lupôsobenia môžu mať za následok vznik porúch. Meranie teplôt a posunov

na doskách z cementového betónu a získané výstupy sú prezentované

v tomto článku. ❚ The cement concrete pavements are exposed to the

increasing load and transport as well as thermal stress. Climate change,

significant temperature and road surface temperatures are closely related

to the temperature regime of roads. Concrete pavements are characterized

by the fact that they are also sensitive to temperature and resulting shifts

boards or voltage from the temperature gradient. Conditions of storage

and interaction may result in failures. Temperature and displacement of the

cement concrete slabs outcomes obtained are presented in this article.

Teplotné zmeny za posledné obdobie majú významný vplyv

na správanie sa inžinierskych konštrukcií, tzn. aj na konštruk-

cie vozoviek. Veľké teplotné zmeny – teplotné rozdiely vyvo-

lávajú v doskách z cementového betónu objemové zmeny,

ktoré spôsobujú nárast napätí v doskách, ako aj ich posu-

ny. V cementobetónových vozovkách vplyvom týchto zmien

dochádza k poruchám, ktoré nie sú žiaduce ako z hľadiska

prevádzkovej spôsobilosti, tak z hľadiska prevádzkovej vý-

konnosti. Na základe teplotných rozdielov, ktoré sme zažívali

v posledných rokoch, vznikla požiadavka na sledovanie tep-

loty vzduchu a dosiek, ako aj na sledovanie posunov cemen-

tobetónových dosiek a ich zhodnotenie.

CEMENTOBETÓNOVÉ VOZOVKY A TEPLOTNÉ

NAMÁHANIA

Cementobetónové kryty vozoviek sú namáhané okrem do-

pravného zaťaženia aj teplotnými zmenami. Teplotné zmeny

a účinok teploty sa môže rozdeliť do dvoch skupín. Do prvej

skupiny sa zaraďuje namáhanie, ktoré je spôsobené rovno-

merným otepľovaním alebo ochladzovaním celého prierezu

dosky. V druhej skupine je namáhanie spôsobené krútením

alebo deformovaním cementobetónovej dosky v dôsledku

rozdielnej teploty na hornom a spodnom povrchu dosky.

Namáhania v cementobetónovej doske vznikajúce buď pri

rovnomernej zmene teploty, alebo pri nerovnomernej zmene

teploty sa radia do prvej skupiny. Vplyv teplotného režimu,

hlavne stúpanie teploty, má za následok objemové zmeny –

zmenu dĺžky. Teoretický priebeh teploty na povrchu cemen-

tobetónovej dosky podľa Eisemana je zobrazený na obr. 1.

Pri ustálených teplotných podmienkach je priebeh teploty

približne lineárny. Pri nestacionárnych teplotných podmien-

kach je spád teploty zložitejší.

Rovnomerná zmena teploty cementobetónového krytu

spôsobuje zmeny rozmerov dosky, ktoré vyvolávajú tlakové

napätia v doske. Ak sa doska nemôže pri narastaní teploty

voľne deformovať, vznikne v nej tlaková sila N a tlakové napä-

tie σN. Teoreticky sa môžu vypočítať zo vzťahov (1) a (2). Ich

veľkosť závisí od veľkosti zmeny teploty Ar,n

(Ad,n

), príp. ozna-

čenie ΔT, od súčiniteľa teplotnej rozťažnosti αT, od modulu

pretvárnosti cementového betónu ET a od hrúbky dosky h

B.

N = ΔT αT E

T h

B (1)

σN = E

T α

T A

r,n(d,n) príp. σ

N = ΔT α

T E

T (2)

Obr. 1 Priebeh teploty pri otepľovaní na povrchu dosky,

a) lineárny priebeh teploty, b) priebeh teploty – krivka, 1 – rovnomerné

otepľovanie, 2 – nerovnomerná zmena teploty s lineárnym priebehom,

3 – nerovnomerné zmeny teploty s nelineárnym priebehom ❚

Fig. 1 Temperature distribution during the warming of the slab surface,

a) linear distribution of the temperature, b) non-linear distribution of the

temperature

Obr. 2 Teplotné spády a príslušná tvarová zmena, a) kladný teplotný

spád a príslušná zmena tvaru dosky, b) záporný teplotný spád

a príslušná zmena tvaru dosky ❚ Fig. 2 Temperature gradient and

the shape change, a) a positive temperature gradient and change the

shape of slabs, b) a negative temperature gradient and change the

shape of slabs

Obr. 3 Maximálna teplota povrchu vozovky v letnom období ❚

Fig. 3 The maximum pavement surface temperature in summer period

Obr. 4 Maximálna teplota povrchu vozovky v zimnom období

❚ Fig. 4 The maximum pavement surface temperature in winter period

Obr. 5 Maximálna teplota vzduchu, povrchu dosky a v doske v hĺbke

100 mm v mesiaci júl ❚ Fig. 5 The maximum air temperature, on the

surface of the slab and in the slab at a depth of 10 cm in July

Obr. 6 Priebeh teploty na povrchu cementobetónovej dosky

v mesiaci júl v troch časových intervaloch a porovnanie s maximálnou

hodnotou ❚ Fig. 6 Course of temperature on the surface of the

cement concrete slab in July in three intervals and a comparison with

the maximum value

1a

2a

1b

2b



Zmena dĺžky dosky Δl je úmerná zmene teploty ΔT, rozme-

rom dosky L a súčiniteľovi teplotnej rozťažnosti αT, vypočí-

ta sa podľa vzťahu (3)

Δl = ΔT αT L . (3)

Tlakové napätia dosahujú veľké hodnoty, ak sa doska

nemôže pri narastaní teploty voľne deformovať. Tento prípad

môže nastať najmä v ročnom cykle v letnom období a pri za-

plnení škár, dôsledok je vznik porúch pri hranách škár.

Na veľkosť napätí má významný vplyv najmä extrém rozdie-

lu teploty horného a dolného povrchu – tzv. teplotný spád.

Teplotný spád je vlastne zmena teploty na jednotku hrúb-

ky dosky [ºC/mm]. Teplotný spád v doske z cementového

betónu spôsobuje jej deformovanie, pri kladnom teplotnom

spáde má doska vypuklý tvar, pri zápornom spáde je to tvar

vydutý (obr. 2).

Zmeny priemernej teploty dosky v dennom (prípadne

v ročnom) režime spôsobujú v cementobetónových do-

skách vznik napätí, ak sa doska pri teplotnom zaťažení

nemôže deformovať. Na výpočet napätí v ťahu pri ohybe,

ktoré sú spôsobené rozdielom teploty na hornom a spod-

nom povrchu dosák, je viacero metód. Vychádzajú zo zá-

kladného predpokladu, že teplotný spád je konštantný

po hrúbke dosky a napätie dosky pri „šuverení“ je spôsobe-

né ohybom a krútením.

Za predpokladu, že nekonečne veľká doska je celou plo-

chou prilepená k podkladu, t. j. že priehyb a krivosť v smere

osi z sú nulové, potom pre napätie platí vzťah (4)

σx= σ

y= −

6Mx

h2

= −6M

y

h2

=EαΔT

2(1− μ). (4)

CHOVANIE CB DOSIEK PRI RÔZNYCH TEPLOTÁCH

Vplyv teploty na chovanie sa cementobetónových dosiek po-

čas dňa, prípadne počas roka bol sledovaný na vybraných

cementobetónových doskách, ktoré sú súčasťou pohybo-

vých plôch letiska v minulom období.

MERANIE TEPLOTY

Vzhľadom na celkové zmeny klimatických podmienok v posled-

nom období začali sa v posledných rokoch robiť podrobnejšie

kontrolné merania teplôt priamo na cementobetónových do-

skách. Pomocou špeciálnych meracích prístrojov sa zazname-

návala počas celého dňa teplota v pravidelných intervaloch.

Merala sa teplota vzduchu, teplota povrchu vozovky a teplota

dosky v hĺbke 100 mm. Okrem toho sa zisťovala hodnota ma-

ximálnej a minimálnej teploty z každého záznamu.

Zo sledovaného obdobia v letnom období boli kritické tri

mesiace jún až august. V tomto období sa vyhodnotili maxi-

málne teploty povrchu vozovky. Zistilo sa, že teplota na po-

vrchu vozovky vystúpila nad 50 °C v mesiaci máj dvakrát,

v mesiaci jún 5 krát, v mesiaci júl až 10 krát (obr. 3). Priemer-

né maximálne denné teploty povrchu vozovky sa pohybovali

v hodnotách cca 40 °C, konkrétnejšie – mesiac jún 45,1 °C,

mesiac júl 44,7 °C a mesiac august 41,7 °C.

Na základe zaznamenaných teplôt sa vyhodnotili maximál-

ne teploty povrchu vozovky v zimnom období, a to v mesiaci

december, január a február (obr. 4). Najnižšia teplota povrchu

vozovky bola zaznamenaná v mesiaci január, a to -3,8 °C.

V sledovanom zimnom období bol priemer maximálnych

denných teplôt povrchu vozovky v mesiaci december 3,2 °C,

v mesiaci január 5,8 °C a v mesiaci február 11,8 °C.

Meranie teploty na cementobetónových vozovkách sa ro-

bilo pre možnosť konfrontácie vplyvu zmeny vonkajšej tep-

loty na dilatácie a posuny dosiek. Pre mesiac s najväčším

počtom dní s teplotou nad 50 °C – mesiac júl sa namerané

hodnoty teploty vzduchu, teploty povrchu vozovky a teploty

dosky v hĺbke 100 mm graficky spracovali (obr. 5). Z uvede-

ného grafu vidieť, že najvyššie teploty boli namerané na po-

vrchu vozovky.

60

50

40

30

20

10

0

Deň v mesiaci

1.

3.

5.

7.

9.

11.

13.

15.

17.

19.

21.

23.

25.

27.

29.

31.

48,8

48,5

50,4

22,2 3

0,8 36,2

42,4

49,1

41,2

33,0

39,7

32,0

37,8 50,6

51,5

50,7

50,4

40,2 40,7

49,0

47,7

47,9

42,4 37,2

39,9

55,7

55,8

56,0

56,0

54,8

47,5

Max. te

plo

ta v

ºC

máj jún júl august

25

20

15

10

5

0

-5

-10Deň v mesiaci

1.

3.

5.

7.

9.

11.

13.

15.

17.

19.

21.

23.

25.

27.

29.

31.

Max. te

plo

ta v

ºC

december január február

60

50

40

30

20

10

0

Deň v mesiaci

1.

4.

7.

10

.

13

.

16

.

19

.

22

.

25

.

28

.

31

.

Max.

tep

lota

v º

C

vzduch (Ta) doska – 10 cm (Tg) povrch (Ts)

60

50

40

30

20

10

0

Deň v mesiaci

1.

3.

5.

7.

9.

11.

13.

15.

17.

19.

21.

23.

25.

27.

29.

31.

48,8

50,4

42,4

50,6

51,5 5

0,7

55,7

55,8

56,0

56,0

50,4

49,0

39,9

22,2

Tep

lota

v º

C 40,2

7:00 14:00 21:00 max.

3

4 6

5



Na základe zistených priemerných hodnôt maximálnych

teplôt na povrchu dosky, vo vzduchu a v doske, pri ich vzá-

jomnom porovnaní môžeme konštatovať, že hodnoty tep-

lôt v doske v hĺbke 100 mm pod povrchom sú nižšie cca

o 18,2 %, teplota vzduchu je nižšia až o 38,8 % ako teplo-

ta povrchu vozovky.

Pri riešení problému teplotného režimu vozovky sú dôležité

údaje v priebehu dňa, z toho dôvodu sa zisťovala zo zázna-

mu teplota v nasledovných hodinách (7 h ráno, 14 h poobe-

de a 21 h večer). Pre mesiac júl, v ktorom prekročila maxi-

málna teplota povrchu vozovky hodnotu 50 °C až 11-krát, je

spracovaný priebeh teplôt v uvedených hodinách (obr. 6).

MERANIE HORIZONTÁLNYCH POSUNOV DOSIEK

Teploty v letných mesiacoch – plusové teploty významne

vplývajú na objemové zmeny v doske cementobetónovej vo-

zovky, a tým aj ku vzniku porúch, ktoré súvisia s objemovými

zmenami. Poruchy súvisiace s týmto javom sú na obr. 9.

Teplotné zmeny a s tým súvisiace poruchy boli podne-

tom na sledovanie pohybov dosiek v horizontálnom smere,

s možnosťou porovnania s teoretickým výpočtom. Merania

sa robili na základe stanovenej metodiky, ktorá pozostáva-

la z výberu miesta merania horizontálnych posunov dosky,

z výberu potrebného prístroja na meranie horizontálnych

posunov a zisťovania rozovretia (uzatvorenia) škár dosky.

Vybrané boli tri konkrétne miesta, na ktorých sa zadefinovali

štyri dvojice bodov pre meranie horizontálnych posunov do-

sky. Spolu sa zadefinovalo 24 bodov, na označených mies-

tach sa osadili terčíky (obr. 7).

Pre meranie vodorovných posunov dosiek resp. rozovie-

ranie škár bol vybratý ako merací prístroj príložný tenzome-

ter (obr. 8). Príložný tenzometer je prístroj na meranie roz-

ťažnosti látok a konštrukcií. Príklad odčítavania na stupnici –

kladná hodnota – plus 0,31.

VYHODNOTENIE MERANÍ POSUNU DOSIEK

Na základe údajov získaných z meraní posunov dosiek

v priebehu dvoch rokov je možné konštatovať, že na sledo-

vaných miestach boli namerané nasledovné hodnoty:

1) na prvom mieste sa zaznamenali posuny na škáre v roz-

pätí od – 0,9 do + 3,37 mm. Vodorovný posun s hodno-

tou – 0,9 mm (stiahnutie škáry) bolo namerané v zimnom

období pri teplote vzduchu + 3,1 °C, pri teplote na povr-

chu dosky + 3,9 °C a pri teplote -1,3 °C v doske v hĺb-

ke 100 mm. Maximálny vodorovný posun s hodnotou

+3,37 mm (rozovretie škáry) bolo namerané v letnom ob-

dobí pri teplote vzduchu +27,9 °C, pri teplote na povr-

chu dosky +48 °C a pri teplote +39,8 °C v doske v hĺbke

100 mm,

2) na druhom mieste boli zaznamenané posuny na škáre

v rozpätí od -1,8 do 2,86 mm. Rozovretie škáry s hod-

notou -1,8 mm bolo zaznamenané pri teplote vzduchu

-2 °C, pri teplote na povrchu dosky +1,6 °C a pri teplote

-2,1 °C v hĺbke dosky 100 mm. Maximálna hodnota rozo-

vretia škáry +2,86 mm bola nameraná pri teplote vzduchu

+27,9 °C, pri teplote na povrchu dosky +48 °C a teplote

39,8 °C v hĺbke 100 mm,

3) na treťom mieste boli zaznamenané posuny na škáre

v rozpätí -1,46 do 2 mm. Rozovretie škáry s hodnotou

-1,46 mm bolo zaznamenané pri teplote vzduchu 3,1 °C,

pri teplote na povrchu dosky 3,9 °C a pri teplote -1,3 °C

v doske v hĺbke 100 mm. Maximálna hodnota rozovretia

škáry +2 mm bola nameraná pri teplote vzduchu +21 °C,

pri teplote na povrchu dosky +39,7 °C a pri teplote 30,4 °C

v hĺbke 100 mm.

POROVNANIE S TEORETICKÝMI HODNOTAMI

Na základe teoretického výpočtu podľa vzťahu (3) sa pre na-

merané teploty na povrchu dosky a v hĺbke 100 mm urobili

Literatúra:

[1] Rondoš Ľ., Kaun M.: Letiská. Alfa

Bratislava 1990

[2] Grančič A a kol.: Navrhovanie

a výstavba vozoviek z cementového

betónu, Alfa Bratislava 1981

[3] Eisenmann J.: Betonfahrbahnen.

Berlín: Ernst&Sohn, 1979, 303 s.

[4] Bartošová Ľ.: Namáhanie letiskových

vozoviek vplyvom teplotných zmien,

Zb. XIII. Seminára Ivana Poliačka

[5] Hodáková D.: Teplotné zmeny a sprá-

vanie sa cementobetónových vozo-

viek, Dipl. práca, STU SVF Katedra

dopravných stavieb, Bratislava 2009

Obr. 7 Označenie dvojice bodov a osadenie

terčíka ❚ Fig. 7 Identification of pairs of

points and installation of disc

Obr. 8 Príložný tenzometer a príklad

odčítavania ❚ Fig. 8 Tin strain gauge and

an example of reading

Obr. 9 Ukážka porúch pri škárach

cementobetónových dosiek v dôsledku

teplotného namáhania ❚ Fig. 9 Example

of defects in cement concrete slabs due to

temperature stress

Obr. 10 Ukážka z realizácie opravy na hrane

dosky ❚ Fig. 10 Example of execution of

repairs on the edge of a slab

Obr. 11 Pohľad na opravenú

hranu ❚ Fig. 11 View of the repaired edge7a

8a

7b

8b



výpočty vodorovného posunu Δl za predpokladu lineárneho

priebehu teplotného spádu.

Pre prvý merací úsek, kde boli namerané maximálne vo-

dorovné rozovretia na škáre +3,37 mm, sa teoretickým vý-

počtom pre namerané teploty stanovil posun na škáre

3,58 mm. Obdobne sa na všetkých hodnotených miestach

a pre namerané teploty vypočítali teoreticky posuny na šká-

rach, pri ktorých sa zistili veľmi malé rozdiely so skutočne

nameranými hodnotami posunov.

PORUCHY NA CEMENTOBETÓNOVÝCH DOSKÁCH

Z DÔVODU TEPLOTNÉHO NAMÁHANIA

Pôsobenie tlakového namáhania po celej ploche prierezu

dosky nie je tak nebezpečné ako prípad, že pôsobí koncen-

trovane do určitého miesta alebo na malej ploche (na plochu

malého kamienka, pri nesprávne urobenej dilatačnej škáre

a pod.) prichádza k porušeniu dosky pri škáre, ktoré sú veľmi

nebezpečné z hľadiska prevádzkovej spoľahlivosti.

Poruchy na hranách dosiek sa objavili práve v čase ex-

trémnych teplôt. Ukážky takýchto porúch, ktoré vznikli pri

škárach v dôsledku veľkých teplotných rozdielov vzduchu

a dosiek, sú na obr. 9.

Takéto poruchy na hranách dosiek sú veľmi nebezpečné

z hľadiska prevádzkovej spôsobilosti. Vyžiadali si nevyhnut-

né opravy, ktoré sa realizovali vo veľmi krátkom čase. Ukážka

realizácie opravy a pohľad na opravenú hranu je na obr. 10

a 11.

ZÁVER

Zmena klimatických podmienok v našich zemepisných šírkach

mala za následok vznik porúch, ktoré sa spájajú s týmito tep-

lotami. Sledovanie teplôt vo vzduchu, na povrchu vozovky,

ako aj v hĺbke 100 mm bolo podkladom pre porovnanie a zhod-

notenie vodorovných posunov cementobetónových dosiek. Na

základe niekoľkomesačných meraní sa môže konštatovať, že

meniace sa klimatické podmienky a extrémne teploty v letnom

období sa výraznou mierou podieľajú na vzniku porúch na hra-

nách dosiek. Tieto poruchy sa z hľadiska zachovania prevád-

zkovej spôsobilosti museli vo veľmi krátkom čase opraviť. Pri

návrhu kvalitnej technológie opráv bolo potrebné zohľadňovať

aj otázky ekonomické, hľadali sa technológie vhodné z hľadis-

ka energetického a v nie poslednej rade boli rozhodujuce aj

pohľady a hodnotenia z hľadiska environmentálneho.

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

„Energeticky, ekonomicky úsporné a environmentálne únosné pozemné

komunikácie a dopravné plochy“ riešeného na Katedre dopravných stavieb

Stavebnej fakulty STU v Bratislave.

Doc. Ing. Ľudmila Bartošová, PhD.

Katedra dopravných stavieb, Stavebná fakulta

Slovenská technická univerzita v Bratislave

Radlinského 11, 813 68 Bratislava

tel.: +421 259 274 355, e-mail: [email protected]

9a 9b

11

10 10b

SLEDOVÁNÍ MOSTU Z VYSOKOPEVNOSTNÍHO BETONU ❚

MONITORING OF BRIDGE FROM HIGH-STRENGTH CONCRETE



Miloš Zich

Příspěvek představuje výsledky dlouhodobého

sledování konstrukce mostu na dálnici D1 přes

polní cestu a potok Runza u Ivanovic na Hané,

jehož nosná konstrukce je tvořena prostým

polem délky 34,8 m z dodatečně předpína-

ných prefabrikovaných nosníků z vysokopev-

nostního betonu, spřažených s monolitickou

deskou. ❚ The paper presents results of

a long-term monitoring of a highway bridge

near Ivanovice on Haná. The bridge is a simply

supported composite structure with precast

beams (span 34,8 m) made of high strength

concrete and cast in situ slab.

STRUČNÝ POPIS MOSTU

Most byl realizován v rámci výstav-

by dálnice D1 Vyškov–Mořice v letech

2004 až 2005. Trasa dálnice zde pro-

chází přes údolí potoka Runzy po ná-

sypu výšky 14 m. Nosná konstrukce je

tvořena z prefabrikovaných 1,5 m vy-

sokých nosníků spřažených s monoli-

tickou deskou tloušťky 0,22 m (obr. 1).

V příčném směru jsou nosníky roz-

místěny osově po 1,8 m (obr. 2). Levý

a pravý most je tvořen celkem třinácti

nosníky, každý nosník se skládá ze tří

dílů sepnutých v jeden celek. Nosníky

1, 3 ~ 13 LM a 1 ~ 13 PM jsou vyrobe-

ny z betonu třídy C60/75, nosník 2 LM

byl experimentálně zhotoven z beto-

nu C90/105, spřažená železobetonová

deska, příčníky a parapety z C55/67.

Podélné předpětí nosníků je navrže-

no z 3+1 kabelů (A-D, 13 ∅ Ls 15,7 –

1800 ~ 1860 MPa), vedených v ocelo-

vých trubkách Hydra DN 80 mm, ka-

bely jsou napínány oboustranně z roz-

šířených čel. Předpínání nosníků by-

lo prováděno ve dvou fázích. V první

fázi se postupně předepnuly tři kabe-

ly. Od prvního kabelu došlo k posunu

krajních dílů nosníků a vytlačení lepící-

ho tmele ze spár a dále postupným na-

pínáním dvou kabelů došlo k nazdved-

nutí nosníků z montážní skruže. Ná-

sledovala montáž bednění a betonáž

spřažených desek. Ve druhé fázi byl

předepnut zbývající kabel.

Nad nosníky je proveden cca 4,5 m

vysoký násyp tvořený vrstvami Liapo-

ru, expandovaného polystyrenu (EPS),

štěrku, nosné a ložné vrstvy vozov-

ky, ohumusování zeminou apod. Po-

drobněji se o konstrukci mostu zmiňu-

je např. [1], [2] a použitým vysokopev-

nostním betonem se zabývá článek

Terzijského uveřejněný v tomto čísle

časopisu (str. 34 až 43, pozn. red.).

VYBAVENÍ MĚŘICKÝM ZAŘÍZENÍ

Během výstavby mostu byly do kon-

strukce v rámci grantového projektu

[3] osazeny celkem čtyři strunové ten-

zometry od firmy Gage Technique pro

měření poměrného přetvoření betonu

(ozn. N2 a N4, obr. 3 a 4). Tenzomet-

ry byly osazeny do středních dílů nosní-

ků. Další dva tenzometry byly osazeny

při betonáži horní desky (ozn. D2 a D4,

obr. 3 a 5). V hotové konstrukci jsou či-

dla osazena v polovině rozpětí mostu.

Vždy jsou fixována k betonářské výztuži

pomocí vázacího drátu, kabelové vedení

od tenzometrů je svedeno k opěře, kde

je možnost zapojení měřící záznamové

ústředny Datataker DT650.

Pro dlouhodobé zaznamenávání de-

formací mostní konstrukce byla navr-

žena geodetická sledování. U nosníků

č. 2, 4 a 9 levého mostu jsou sledová-

ny průhyby v polovině rozpětí v míst-

ním výškovém systému, přičemž me-

1

2

3



todou technické nivelace jsou zamě-

řeny měřické značky osazené na obou

koncích nosníků v blízkosti osy ulože-

ní a v polovině rozpětí. Měřické znač-

ky jsou spolehlivě připevněny k nosní-

kům tak, aby byla zajištěna kontinuita

měření. Geodetické měření je provádě-

no s přesností ± 1 mm firmou Geocen-

trum, spol. s r. o., Olomouc.

Provedená sledování

Od betonáže prefabrikovaných nosní-

ků dne 19. února 2004 do konce ro-

ku 2009 se uskutečnilo celkem dva-

cet dva měření poměrného přetvoření

a třináct geodetických měření průhybů

nosníků. První měření se uskutečnila

ve výrobně prefabrikátů, další měření již

probíhala přímo na stavbě. Současně

s měřením poměrného přetvoření jsou

ve stejných místech prováděna i měře-

ní teploty betonu. Sledování je prová-

děno již od počátku výroby nosné kon-

strukce mostu, přes všechna montáž-

ní stadia, práce na násypech (obr. 6),

po dokončení mostu (říjen 2005, obr. 7)

a následně během jeho provozu. Byla

získána data o skutečném průběhu vý-

stavby mostu, časový postup výstavby,

vnesené zatížení (objemové hmotnos-

ti vrstev vozovky, Liaporu) apod., nutná

pro upřesněnou časovou analýzu.

ČASOVÁ ANALÝZA MOSTU

Popis výpočtového modelu

Pro ověření reálného chování mos-

tu byly z příčného řezu mostu vybrá-

ny tři nosníky se spřaženou deskou

šířky 1,8 m, jedná se o nosníky LM2,

LM4 a LM9 (LM – levý most, nosníky

jsou číslovány zleva, jsou různě zatíže-

né a z rozdílných betonů).

Pro každý nosník byl v programu

TDA [4] vytvořen samostatný výpočto-

Obr. 1 Podélný řez mostem

❚ Fig. 1 Longitudinal section

Obr. 2 Příčný řez ❚ Fig. 2 Cross section

Obr. 3 Umístění strunových tenzometrů –

příčný řez mostem ❚ Fig. 3 Position of the

strain gauges – cross section of the bridge

Obr. 4 Umístění tenzometrů v nosníku

❚ Fig. 4 Position of the strain gauges in

the girder

Obr. 5 Umístění tenzometru ve spřažené

desce ❚ Fig. 5 Position of the strain gauge

in the composite slab

Obr. 6 Uložení nosníků na montážních

podporách ❚ Fig. 6 Bearing of the girders

on the mounting supports

Obr. 7 Provádění vrstev násypů ❚ Fig. 7 Embankments bedding

Obr. 8 Schéma výpočtového modelu

❚ Fig. 8 Scheme of the calculation model

6

4 5

7

8



vý model (obr. 8). Při tvorbě modelu

byla maximální snaha o využití získa-

ných informací z průběhu monitorová-

ní stavby. Jedná se tedy o upřesněný

výpočtový model. Ve výpočtovém mo-

delu představují nosník a deska samo-

statné konečné prvky na excentrici-

tě vzhledem k referenční ose umístěné

v těžišti průřezu. Další konečné prvky

představují jednotlivé předpínací kabe-

ly (4x, A – D), je tak respektována sku-

tečná trasa předpínacích kabelů.

Ztráty předpětí jsou uvažovány dle

projektovaného stavu. Součinitel tření

je uvažován v oblouku hodnotou 0,25

a v přímé části 0,003. Pokluz je zadán

hodnotou 8 mm, kotevní napětí hodno-

tou 1 390 MPa s podržením napětí při

napínaní po dobu 180 s. Modul pruž-

nosti lan je uvažován 195 GPa. Kabe-

ly jsou napínány ve dvou fázích. Půso-

bení betonářské výztuže není ve výpo-

čtu uvažováno.

Segmenty byly po ukončení výroby

uloženy na skládce a následně na pro-

vizorních montážních podporách, takže

tvoří samostatné prosté nosníky. Po je-

jich sepnutí kabely první fáze dojde

k zvednutí nosníků a k odstranění mon-

tážních podpor. Dále již most působí ja-

ko prostý nosník na definitivní rozpětí.

Zatížení mostu

Objemové tíhy betonů jsou převzaty

z [2]. K tíze betonu je připočtena tíha

betonářské výztuže (tab. 1). Tíhu před-

pínací výztuže zahrnuje výpočet v pro-

gramu automaticky, dle plochy výztuže

a objemové tíhy (7 850 kg/m3).

Na konstrukci působí ostatní stálé za-

tížení ve formě vrstev násypů, poly-

styrenu a vozovkových vrstev. Zatíže-

ní bylo stanoveno na základě objemo-

vých hmotností naměřených dodavate-

lem stavby. Nosníky na okraji příčného

řezu (LM2-LM4) jsou výrazně více za-

tíženy stálým zatížením (je zde větší tí-

ha násypů) než vnitřní nosníky (lehké

polystyrénové vrstvy). Přes monolitic-

kou spřaženou desku dochází ke spo-

lupůsobení jednotlivých nosníků tak,

že část zatížení z krajních nosníků je

přenášena i vnitřními nosníky. Roznos

ostatního stálého zatížení byl proto ově-

řen na prostorovém výpočetním mo-

delu programu Nexis 32, který tvoři-

ly deskostěnové prvky spřažené desky

a pruty nosníků zadané s excentricitou

vzhledem k hornímu povrchu nosníku

(obr. 9). Na základě výsledků této analý-

zy (normálového napětí v tažených vlák-

nech nosníků) je v daných časech vý-

stavby stanoveno odpovídající zatížení

na jeden nosník a toto zatížení je poté

použito v prutových modelech pro ča-

sovou analýzu (tab. 2).

Reologický model

Časový postup výstavby mostu zo-

hledňuje skutečný postup výstavby.

Aplikace ostatního stálého zatížení by-

la sdružena do lokálních časů (tab. 2).

Jako montážní zatížení je uvažován úči-

nek od bednění spřažené desky, které

je uloženo na nosnících. Tíha bedně-

ní byla uvažována 0,5 kN/m2 (na jeden

nosník 0,9 kN/m). Bednění je vloženo

v čase 108 dní současně s armoko-

šem spřažené desky (0,75 kN/m). Od-

stranění bednění z nosníků je uvažová-

no v čase 150 dní.

Pro výpočet smršťování a dotvaro-

vání byl použit reologický model dle

EC2. Uvažované parametry sečnové-

ho modulu pružnosti Ecm

jsou uvedeny

v tab. 3 a jsou převzaté z [2]. Průměr-

né krychelné pevnosti betonu byly pře-

počteny na průměrné válcové pevnos-

ti fcm

pomocí součinitele 1,15. Charak-

teristická pevnost je poté získána jako

fck

= fcm

– 8 (tab. 3). Ošetřování betonu

nosníku i desky je uvažováno po do-

bu pěti dnů (po tuto dobu nedochází

ke smršťování).

Náhradní tloušťka průřezu je v mode-

lu EC2 definována vztahem: ho = 2A

c/u ,

kde Ac je plocha průřezu a u je obvod

Tab. 1 Objemové tíhy betonu (dle [2]) ❚ Tab. 1 Specific weights of concrete (according to [2])

Parametr C55/67 – deska C60/75 – nosník C90/105 – nosník

Objemová tíha betonu [kg/m3] 2 570 2 600 2 550

Vyztužení betonářskou výztuží [kg/m3] 190 200 200

Uvažovaná objemová tíha nosníku a desky

ve výpočtu včetně tíhy betonářské výztuže [kg/m3]

2 760 2 800 2 750

Tab. 2 Rovnoměrné ostatní stálé zatížení na sledovaných nosnících [kN/m]

❚ Tab. 2 Other uniform dead loads on the monitored beams (kN/m)

Nosník LM2 LM4 LM9

150 dní – Liapor 3,3 4,18 4,61

240 dní – 1. část polystyrenu 14,91 7,9 2

365 dní – 2. část polystyrenů a násypu 27,01 33,59 19,07

500 dní – vrstvy pod vozovkou (mimo ABVH, AKM) 1,2 2,72 12,36

600 dní – zbývající vrstvy vozovky 1,46 3,46 9,99

Celkem [kN/m] 47,87 51,85 48,03

Tab. 3 Parametry použitých betonů ❚ Tab. 3 Characteristics of used concretes

Parametr C55/67 C60/75 C90/105

Prům. krychl. pevnost v tlaku po 28 dnech [MPa] 93 101 120,7

Pevnost v tahu ohybem po 28 dnech [MPa] 10,1 8,7

Statický modul pružnosti po 28 dnech Ecm [MPa] 43 300 46 850 45 500

Vypočtená charakteristická pevnost v tlaku fck [MPa] 73 80 97

Vypočtená střední pevnost betonu v tahu fctm [MPa] 4,7 4,8 5,2

Obr. 9 Schéma výpočtového modelu ❚ Fig. 9 Scheme of the

calculation model

Obr. 10 Relativní průhyb středu nosníku LM2 ❚ Fig. 10 Relative

deflection of the LM2 girder centre

Obr. 11 Relativní průhyb středu nosníku LM4 ❚ Fig. 11 Relative

deflection of the LM4 girder centre

9



průřezu, na kterém může docházet k vy-

sychání. Náhradní tloušťka je stanovená

samostatně pro desku a samostatně pro

nosník. Na mostě byla po betonáži mos-

tu položena hydroizolace. Předpoklá-

dáme proto, že přes tuto izolaci nemů-

že docházet k vysychání a délka ob-

vodu pro vysychání se tak zkrátí. V ob-

dobí před položením hydroizolace do-

cházelo k vysychání i přes horní povrch

desky. Zohlednění této změny náhrad-

ní tloušťky průřezu v důsledku položení

hydroizolace však není v programu mož-

né. Byly uvažovány následující hodnoty

udeska

= 1,54 m, unosník

= 3,571 m, ho,deska

= 0,514 m, ho,nosník

= 0,249 m. Parametr

typu cementu s byl uvažován pro rychle

tuhnoucí vysokopevnostní cement hod-

notou s = 0,2. Ve všech časových in-

tervalech byla uvažována vlhkost vzdu-

chu 70 %.

Celkem byly vytvořeny tři samostat-

né prutové modely pro nosníky LM2,

LM4 a LM9. Modely mají stejnou časo-

vou osu, stejný reologický model, odli-

šují se hodnotou ostatního stálého za-

tížení a samozřejmě typem betonu pro

jednotlivé nosníky.

Výsledky výpočtu a srovnání

s naměřenými veličinami

V tab. 4 je porovnáván průhyb nosní-

ků uprostřed rozpětí a normálové na-

pětí v krajních vláknech. Největší cel-

kový průhyb je dosažen v čase 100 let

na nosníku LM4, tento nosník je také

nejvíce zatížen zemními násypy. Nao-

pak nejmenší průhyby jsou na nosníku

LM9 uvnitř příčného řezu mostu. Maxi-

málního normálového tlakového napě-

tí je dosaženo v dolních vláknech vždy

při napínání kabelů (31,9 až 32,2 MPa

v 1. fázi napínání a 30,2 až 31,4 MPa

ve 2. fázi napínání). Po aplikaci veš-

kerého stálého zatížení zůstává prů-

řez v polovině rozpětí u všech nosní-

ků po celé výšce tlačen. V čase 100 let

vzniká ve spodních vláknech nosníku

LM4 mírné tahové namáhání, zatím-

co u ostatních nosníků zůstává průřez

v celé výšce namáhán tlakem.

V tab. 5 je porovnávána „okamžitá“

odezva nosníku na zatížení vlastní tíhou

a zatížení předpětím od napínání kabelů

2. fáze. Vyhodnocovány jsou vždy rozdí-

ly průhybů před aplikací zatížení a po je-

ho aplikaci. Je zde patrná velmi dobrá

shoda naměřených a vypočtených hod-

not. Dobrá shoda je zejména u zatíže-

ní předpětím (max. rozdíl 4 %). Pro zatí-

žení vlastní tíhou je rozdíl větší, cca 17 až

26 %. Větší rozdíl je způsoben nemož-

ností zohlednit nerovnoměrnou teplotu

horního a dolního povrchu betonu. Z dů-

vodu finančních možností bylo instalová-

no jen omezené množství teplotních či-

del, a tak nebylo možné stanovit teplot-

ní gradient před zabetonováním čidel (či-

dlo v horní desce měří teplotu vzduchu)

a následně provést korekci průhybů.

Těsně po zabetonování desky jsou též

průhyby ovlivněny vývinem hydratačního

tepla. Průhyby v dalších časech (od na-

pínání kabelů apod.) jsou již korigovány

o vliv nerovnoměrné teploty na základě

stanovené křivosti z rozdílu teplot v des-

ce a nosníku.

Dlouhodobé průhyby nosníků jsou

uvedeny na obr. 10 a 11. Jedná se o re-

lativní průhyby vynášené od času na-

pnutí kabelů první fáze, tj. od času, kdy

byly nosníky uloženy v definitivní poloze.

I zde je patrná velmi dobrá shoda namě-

řených a vypočtených hodnot relativních

průhybů, zejména u nosníku LM4. V po-

čátečních stadiích jsou naměřené hod-

noty průhybů oproti vypočteným hod-

notám posunuty ve svislém směru do-

lů. Tato nepřesnost je způsobena zejmé-

na neznalostí zcela přesného zatížení

v montážních stadiích, jako jsou různá

montážní zařízení na mostě. Též hod-

nota zatížení od násypů v době měře-

ní je stanovena s jistou nepřesností, ne-

boť nebyla známa míra zhutnění a obje-

mová tíha násypů a případně jejich na-

sycení vodou.

Na obr. 12 až 15 jsou uvedeny průběhy

poměrného přetvoření ve spřažené des-

Tab. 4 Srovnání průhybů a normálového napětí v polovině rozpětí ❚ Tab. 4 Comparision of

the deflextion and normal stress in the middle of span

Nosník LM2 LM4 LM9

celkový průhyb v čase 100 let [mm] -41,1 -45,8 -29,3

napnutí kabelů 1. fáze [MPa] dolní vlákna nosníku -32,2 -31,9 -31,9

betonáž desky [MPa] dolní vlákna nosníku -18,0 -17,7 -17,6

napnutí kabelů 2. fáze [MPa]horní vlákna nosníku -11,5 -12,7 -12,6

dolní vlákna nosníku -31,4 -30,2 -30,2

ostatní stálé – 300 dní [MPa]horní vlákna nosníku -21,5 -22,5 -20,9

dolní vlákna nosníku -3,6 -1,3 -4,3

100 let [MPa]horní vlákna nosníku -23,9 -23,9 -21,3

dolní vlákna nosníku -1,7 0,2 -2,9

Tab. 5 Srovnání změn průhybů od betonáže spřažené desky a od napnutí kabelů 2. fáze

❚ Tab. 5 Comparision of the changes of deflextion caused by cast in situ slab and by strain of

2. stage tendons

NosníkPrůhyb [mm] –

výpočet

Průhyb [mm] –

měřeníPoměr

LM2vliv betonáže spřažené desky 40,6 47,5 1,17

vliv napnutí kabelů 2. fáze -24,5 -25,1 1,02

LM4vliv betonáže spřažené desky 39,6 48,5 1,23

vliv napnutí kabelů 2. fáze -24,1 -25 1,04

LM9vliv betonáže spřažené desky 39,7 50 1,26

vliv napnutí kabelů 2. fáze -24,2 -24,5 1,01

-20

0

20

40

60

80

100

120

1 10 100 1000 10000 100000

výpočet EC2

geodetické měření

čas [dny] od napnutí kabelů (1.fáze)

rela

tivn

í p

růh

yb

[m

m]

27.10.2005 - dokončení mostu

16.11.2006

-20

0

20

40

60

80

100

120

1 10 100 1000 10000 100000

výpočet EC2

geodetické měření

čas [dny] od napnutí kabelů (1.fáze)

rela

tivn

í p

růh

yb

[m

m]

27.10.2005 - dokončení mostu

16.11.2006

31.5.2005

10 11



ce a v prefabrikovaném nosníku, hodno-

ty jsou porovnány s údaji naměřenými

pomocí strunových tenzometrů. Hodno-

ty jsou udávány od času napnutí kabe-

lů 2. fáze. Naměřené hodnoty přetvoře-

ní v nosnících N2 a N4 se po dokonče-

ní výstavby mostu ustálily na konstantní

hodnotě cca 100 μm/m, v čase nerostou

obdobně jako vypočtené hodnoty. Čidla

v nosnících jsou umístěna v dolní části

(tažené oblasti), kde, jak ukazuje tab. 5,

je od dlouhodobého zatížení poměrně

malé tlakové namáhání, a tedy i malé

dotvarování. V chování nosníků z vyso-

kopevnostního betonu N2 a nosníku N4

není patrný výrazný rozdíl.

Naměřené hodnoty přetvoření ve

spřažené desce i po dokončení mostu

rostou více, než je vypočteno. Po uve-

dení mostu do provozu (v obrázcích cca

500 dní) narostlo naměřené přetvoře-

ní v desce D2 cca o 134 μm/m a v des-

ce D4 o 137 μm/m, tedy přírůstky pře-

tvoření jsou v obou místech stejné. Vy-

počtené přírůstky za toto období jsou ale

menší, cca 76 μm/m u D2 a 85 μm/m

u D4. Oproti čidlům v nosnících je v des-

ce větší tlakové namáhání a dochází tedy

k většímu dotvarování. Rozdíl v měření

může být způsoben nepřesnostmi mo-

delu (průměrná vlhkost, jiné vysychání

v důsledku položení izolace apod.), pří-

padně podceněním dotvarování použi-

tého reologického modelu apod.

SHRNUTÍ

Sledování mostu probíhá již více jak pět

let. I za tuto, z pohledu celkové život-

nosti mostu, krátkou dobu je zřejmá vel-

mi dobrá shoda naměřených a vypočte-

ných hodnot. Postupujeme-li ve sledo-

vání a v jeho vyhodnocování systema-

ticky, lze dosáhnout kvalitních výsledků

a může to pomoci ke kvalitnějším návr-

hům obdobných konstrukcí. Z doposud

provedeného dlouhodobého sledování

a analýzy plynou následující závěry:

konstrukce mostu doposud nevyka-•

zuje neočekávané zvýšené deforma-

ce a namáhání,

most se chová v souladu s výpočto-•

vými předpoklady tak, jak mohl při

využití programu pro časovou analý-

zu předpokládat projektant,

měřením byla potvrzena použitá me-•

todika výpočtu reologických jevů

i pro nosníky z vysokopevnostního

betonu, mezi dlouhodobým chová-

ním nosníků rozdílných betonů není

patrný významný rozdíl,

potvrdilo se, že průběhy reologických •

jevů pro vysokopevnostní betony ne-

jsou v této konstrukci výrazně odlišné

od běžných betonů.

Prezentované výsledky byly získány

za finanční podpory z prostředků státního

rozpočtu prostřednictvím MPO ČR v rámci

projektu FI-IM5/128 „Progresivní konstrukce

z vysokohodnotného betonu“ a za finančního

přispění MŠMT ČR, projekt 1M0579, v rámci

činnosti výzkumného centra CIDEAS.

Ing. Miloš Zich, Ph.D.

Ústav betonových a zděných

konstrukcí FAST VUT v Brně

Veveří 95, 662 37 Brno

tel.: 541 147 860



Literatura:[1] SHP, s. r. o., Brno, Objekt D 211 most

na D1 přes polní cestu D154 a potok Runza – realizační projektová doku-mentace mostu, Brno, 2004

[2] Terzijski I., Čeliš P., Konečný L.: Aplikace vysokopevnostního betonu v mostní konstrukci D211, Beton TKS, 5/2004, str. 36-42

[3] Zich M.: Zprávy o průběhu řešení projektu FI-IM/185 Nové úsporné kon-strukce z vysokopevnostního betonu, Brno, 2004-2006

[4] ESA PrimaWin – Reference Manual, program TDA pro časovou analýzu rámových konstrukcí, SCIA Software, Scientific Application Group, Belgium, 2007

Obr. 12 Poměrné přetvoření – čidlo D2

❚ Fig. 12 Unit strain – sensor D2

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

Obr. 14 Poměrné přetvoření – čidlo D4

❚ Fig. 14 Unit strain – sensor D4

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

výpočet

měření

-700

-600

-500

-400

-300

-200

-100

0

100

0 500 1000

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

po

měrn

é p

řetv

oře

ní [

m/m

]

1500 2000


po

měrn

é p

řetv

oře

ní [

m/m

]

výpočet

měření

-700

-600

-500

-400

-300

-200

-100

0

100

0 500 1000 1500 2000


po

měrn

é p

řetv

oře

ní [

m/m

]

výpočet EC2

měření

-400

-300

-200

-100

0

100

200

0 500 1000 1500 2000


po

měrn

é p

řetv

oře

ní [

m/m

]

výpočet EC2

měření

-400

-300

-200

-100

0

100

200

300

0 500 1000 1500 2000

12

14

13

15

POROVNÁNÍ SOUČASNÉ LEGISLATIVY PŘI ZPRACOVÁVÁNÍ

PRŮKAZNÍCH ZKOUŠEK BETONŮ ❚ CONFRONTATION OF

CURRENT LEGISLATION IN CONCRETE PROBATIVE TESTS


N O R M Y • J A K O S T • C E R T I F I K A C E ❚ S T A N D A R D S • Q U A L I T Y • C E R T I F I C A T I O N

Tomáš Moravec

Článek pojednává o porovnání současné legis-

lativy při zpracovávání průkazních zkoušek

betonů. Je stručným náhledem autora na pro-

blematiku vyhotovení průkazních zkoušek tak,

aby vyhověly co nejlépe všem současným poža-

davkům technických norem a dalších souvise-

jících předpisů. Článek nezabíhá do detailních

podrobností, ale ukazuje hlavně zásadní rozdí-

ly. ❚ Text deals about confrontation of current

legislation in probative test of concrete. It is

summary of current legislation demands in the

Czech Republic and shows main differences in

legislation.

V současné době se lze při zpracová-

vání průkazních zkoušek betonů setkat

s následujícími normami a předpisy,

které udávají základní požadavky na je-

jich zpracování.

Především se jedná o ČSN EN 206-1

Změna Z3, která vstoupila v platnost

v dubnu 2008. Tato norma je základ-

ním dokumentem, dle kterého by mě-

ly být průkazní zkoušky automaticky

zpracovávány.

Dále je nutno zmínit několik TKP

(technicko-kvalitativní podmínky), kte-

ré vydávají určití investoři významných

staveb. Pro stavby pozemních komuni-

kací platí již relativně známé TKP – ka-

pitola 18 – Beton pro konstrukce (z říj-

na 2005). Méně známé jsou TKP SŽDC

(Správy železničních dopravních cest)

– kapitola 17 Beton pro konstrukce

(z prosince 2002). Dále platí pro stav-

by tunelů na železnicích TKP – kapito-

la 20 – Tunely (z ledna 2002). Asi nej-

méně známé a také nejnovější jsou

TKP staveb ŘVC ČR (Ředitelství vod-

ních cest ČR) – kapitola 1 – Provádění

betonových a železobetonových kon-

strukcí (ze srpna 2009). Úkolem těchto

TKP je upravit legislativu co nejvhod-

něji pro konkrétní využití u příslušných

investorů.

ČSN EN 206-1/Z3 říká, že průkazní

zkoušky musí být provedeny před po-

užíváním nového betonu nebo souhrnu

betonů. Musí se opakovat, pokud na-

stane podstatná změna buď u složek

betonu, nebo u specifikovaných po-

žadavků. Podstatnou změnou je změ-

na zdroje (původu) vstupních materiá-

lů nebo změna druhu materiálů při za-

chování zdroje (původu). Jako alterna-

tivu lze pokládat návrh složení beto-

nu, založený na údajích z předchozích

zkoušek nebo dlouhodobých zkuše-

nostech.

POŽADAVKY NA VLASTNOSTI

VSTUPNÍCH SLOŽEK A AUTORA

PRŮKAZNÍCH ZKOUŠEK

ČSN EN 206-1/Z3 stanovuje přímo

požadavky na provedení průkazních

zkoušek a také na zkoušky a vlastnos-

ti vstupních složek. Tato norma neuvá-

dí konkrétní požadavky na autora prů-

kazních zkoušek.

TKP 18 MD stanovuje požadavky

na odbornou způsobilost zkušeben

a pracovníků k provádění zkoušek dle

TKP MD kapitoly 1. Laboratoř navíc

schvaluje objednatel/správce stavby.

TKP 17 SŽDC požaduje laboratoř

s akreditací. Pokud stavbu financuje

přímo SŽDC, může laboratoř určit pří-

mo, to samé platí i pro kontrolní zkouš-

ky na stavbě.

TKP 1 ŘVC ČR požaduje rovněž

akreditovanou laboratoř.

Současná ČSN EN 206-1 Změna Z3

zavedla betony s předpokládanou ži-

votností padesát a sto let a udává růz-

né požadavky na stupně vlivu pro-

středí. Obecně platí pro složky použi-

té k výrobě betonu, že musí být pou-

žity materiály, na které dodavatel vydal

prohlášení o shodě ve smyslu nařízení

vlády č.163/2002 Sb, resp. ES prohlá-

šení o shodě ve smyslu 190/2002 Sb.

Zároveň pro betony do konstrukcí

s předpokládanou životností sto let za-

vádí požadavky na materiály (kame-

niva).

Použitelnost cementů je uvedena

v ČSN EN 206-1 Změna Z3 v tabulce

F.4. Z této tabulky vyplývá relativně ši-

roká použitelnost cementů. Přesto se

najdou výjimky, zmínit lze např. nemož-

nost použít nyní poměrně rozšiřovaný

cement CEM II/B-M do prostředí XA.

Dalším požadavkem, se kterým se lze

často setkat, je opět pro prostředí XA,

konkrétně pro XA2-XA3, použití sírano-

vzdorného cementu dle ČSN 72 2103.

Podmínka platí v případě, že prostředí

XA2 či XA3 vyvolává síranová agresivi-

ta. Do prostředí XA2 a XA3 nesmí být

v případě, že agresivitu vyvolává CO2,

použity také nyní v hojné míře se ob-

jevující cementy CEM II s hlavní přímě-

sí vápence.

V tabulce F.2 ČSN EN 206-1/Z3 jsou

uvedeny také požadavky na vlastnos-

ti kameniva. Z nich je zajímavé zmínit

například požadavek na tvarový index

pro prostředí XD1-XD3 a XF1-XF4 (po-

žadovaná kategorie SI20

). Objevuje se

poměrně hodně kameniv, která jsou

beze sporu velmi kvalitní, ale tento po-

žadavek nesplňují, a tudíž dle ČSN EN

206-1/Z3 je nelze pro tyto stupně vlivu

prostředí použít!

Další pastí u mnoha kameniv je poža-

davek na součinitel Los Angeles (LA-

drcené) a požadavek na stupeň mra-

zuvzdornosti F1. Opět toto platí pro be-

tony do prostředí XD1-XD3 a XF1-XF4.

Proto je třeba výběru materiálů věno-

vat dostatek prostoru ještě před sa-

motným zahájením průkazních zkou-

šek, vyžádat si potřebné údaje od vý-

robců a porovnat je s požadavky ČSN

EN 206-1.

TKP 17 SŽDC odkazuje v požadav-

cích na materiály na ČSN EN 206-1

a zároveň udává použitelnost cementů

pro dané stupně vlivu prostředí (mírně

se od současné ČSN EN 206-1 liší).

Z tab. 1 vyplývá nutnost použití sí-

ranovzdorného cementu pro prostře-

dí XA2-XA3 a cementu CEM I pro

prostředí XF4. Zde se můžeme do-

stat do konfliktu např. při návrhu be-

tonu specifikovaného zároveň do ví-

ce stupňů vlivu prostředí, což se ob-

čas objevuje – požadavky např. na be-

ton C30/37 zároveň do prostředí XF4,

XA3. Vždy je proto nutné požadav-

ky projednat se specifikátorem betonů

pro konkrétní stavby či objekty.

TKP kap. 1 ŘVC odkazuje na ČSN

EN 206-1, ale zároveň dodává, že slož-

ky schvaluje objednatel stavby, pro

kterého budou průkazní zkoušky rea-

lizovány. Takže i zde má investor mož-

nost ovlivnit vstupní materiály.

TKP kap. 18 MD opět odkazuje na

ČSN EN 206-1, ale je jasně dané, že

vstupní složky schvaluje objednatel/

správce stavby před zahájením tvorby

průkazních zkoušek. Toto TKP zahr-

nuje i další požadavky na výrobce be-

tonu a z hlediska výběru složek je asi

nejpřísnější z porovnávané legislativy.



Zde platí důkladný rozbor složek beto-

nu a nezbytná konzultace s investorem

před zahájením přípravy průkazních

zkoušek dvojnásob. Bohužel v sou-

časné době na tento proces není příliš

času (krátká doba od vybrání dodava-

tele a zahájení stavby nedává prostor

na důkladnou předvýrobní přípravu).

Konkrétní požadavky a požadova-

né prokazování vlastností materiálů

jsou součástí TKP 18. Zmínit lze ješ-

tě možnosti použití cementů do pro-

středí XA2-3 – je možno použít ce-

menty CEM I s obsahem C3A < 3 %

a obsahem Al2O

3 < 5 % nebo cemen-

ty CEM III/B či CEM III/C. V případě, že

obsah SO4 v podzemní vodě je max.

1 500 mg/l, je možno použít smě-

si 20 % popílku z hmotnosti CEM I,

CEM II-S, CEM II/A-LL nebo smě-

si 10 % popílku z hmotnosti CEM II-T,

CEM III/A. Každopádně použitý ce-

ment musí schválit správce/objednatel

stavby. Spolehnout se jen na tabulku

F.4 normy ČSN EN 206-1/Z3 může být

ošidné, každý dle této normy použitel-

ný cement nemusí být schválen.

Nevýhodou v podstatě všech TKP je

jejich navázanost na starší a dnes již

i nepoužívané normy (např. kamenická

ČSN EN 12 620 vyšla nově). Proto je tře-

ba zavčas odchytit případné odchylky

a projednat je s investorem, aby se za-

bránilo pozdějším diskusím a nedoro-

zuměním (např. při hodnocení kameni-

va dle TKP 18 MD a ČSN EN 206-1/Z3

můžeme nalézt rozdílné požadav ky).

POŽADAVKY NA VLASTNOSTI

ZTVRDLÉHO BETONU

Minimální pevnostní třídy

Dále je třeba uvést a porovnat poža-

davky na vlastnosti ztvrdlého beto-

nu. V tab. 2 jsou uvedeny požadavky

na minimální pevnostní třídy dle ČSN

EN 206-1/Z3.

Z tab. 2 je zřejmá shoda betonů

s předpokládanou životností 100 let

dle ČSN EN 206-1 a TKP 18 MD. TKP

ČD a TKP ŘVC odpovídají spíše be-

tonům s předpokládanou životnos-

tí 50 let dle ČSN EN 206-1. U průkaz-

ních zkoušek bychom měli při navrho-

vání receptur dosáhnout určité rezer-

vy v pevnostech. Ve způsobu hodno-

cení se požadavky jednotlivých norem

či TKP liší.

Vodotěsnost betonů

V tabulce 3 jsou uvedeny požadavky

jednotlivých norem na vodotěsnost be-

tonu. Zde je zajímavý fakt – liší se i me-

todika zkoušení.

ČSN EN 206-1, TKP 18 MD a TKP

17 ČD udávají požadavky na maxi-

mální hloubku průsaku tlakovou vodou

dle ČSN EN 12390-8, zatímco TKP

ŘVC na vodotěsnost betonu s drob-

nými odchylkami dle dnes již neplat-

né ČSN 73 1321. Metodika zkoušení

je však součástí těchto TKP, přesto se

jedná o poměrně podstatnou odlišnost

od ČSN EN 206-1.

Z tab. 3 je zřejmé, že opět dochází

k naprosté shodě mezi ČSN EN 206-1

(100leté betony) a TKP 18 MD. Jinak

jsou ovšem rozdíly požadavků relativ-

ně veliké. Při zpracování průkazních

zkoušek dle ČSN EN 206-1 a TKP 18

MD musí být hodnoty průsaků sníže-

ny o 20 %, požadované hodnoty jsou

uvedeny v závorkách.

Mrazuvzdornost betonů

Velice rozdílné je porovnání požadavků

na mrazuvzdornost betonů. Zde lze na-

lézt dvě odlišné metodiky hodnocení.

V ČSN EN 206-1 a TKP 18 MD se

objevují požadavky na zkoušku dle

ČSN 73 1326 Odolnost povrchu ce-

mentového betonu proti působení vo-

dy a chemických rozmrazovacích pro-

středků. U této metody se měří odpad

z povrchu zkušebního tělesa při střída-

vém zmrazování a působení 3% rozto-

ku NaCl.

Požadavky TKP ČD kap. 17 a TKP

ŘVC uvádějí navíc i mrazuvzdornost

betonu dle ČSN 73 1322. Zde se sta-

novuje úbytek pevnosti v tahu ohy-

bem na střídavě zmrazovaných trám-

Tab. 1 Použitelnost cementů dle TKP kap.17 SŽDC ❚ Tab. 1 Cement applicability according to TKP 17 SŽDC

Druh betonu Druh cementu

Betony pro předpínané konstrukce CEM I portlandský

Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (X0) CEM I portlandský, CEM II portlandský směsný, CEM III vysokopecní

Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XC1 – XC3) CEM I portlandský, CEM II portlandský směsný, CEM III vysokopecní

Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XD1 – XD3) CEM I portlandský, CEM II portlandský směsný, CEM III vysokopecní

Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XF2 – XF4) CEM I portlandský

Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XF1 – XF3) CEM I portlandský, CEM II portlandský směsný

Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XA1) CEM II portlandský směsný struskový nebo popílkový

Betony pro betonové a železobetonové kce a výrobky (XA2 – XA3) Síranovzdorný cement

Tab. 2 Porovnání požadavků na minimální pevnostní třídy ❚ Tab. 2 Comparison of minimum compression strength of concrete requirements

Stupeň vlivu prostředí XC1 XC2 XC3 XC4 XD1 XD2 XD3 XF1 XF2 XF3 XF4 XA1 XA2 XA3

ČSN EN 206-1 (50 let) C16/20 C16/20 C20/25 C25/30 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 C25/30 C30/37

ČSN EN 206-1 (100 let) C20/25 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 C25/30 C30/37

TKP ŘSD C20/25 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 C25/30 C30/37

TKP ČD kap. 17 C16/20 C16/20 C20/25 C25/30 C30/37 C35/45 C35/45 C25/30 C25/30 C30/37 C30/37 C25/30 C35/45 C35/45

TKP ŘVC C16/20 C16/20 C20/25 C25/30 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 C25/30 C25/30 C30/37 C25/30 C30/37 C30/37

Tab. 3 Porovnání požadavků na vodotěsnost betonu ❚ Tab. 3 Comparison of water-tightness of concrete demands

Stupeň vlivu prostředí XC1 XC2 XC3 XC4 XD1 XD2 XD3 XF1 XF2 XF3 XF4 XA1 XA2 XA3

ČSN EN 206-1 (50 let) - - - 50 *(40) - 50 *(40) 20 *(16) 50 *(40) 50 *(40) 35 *(28) 35 *(28) 50 *(40) 35 *(28) 20 *(16)

ČSN EN 206-1 (100 let) - - 50 *(40) 50 *(40) 50 *(40) 50 *(40) 20 *(16) 50 *(40) 35 *(28) 20 *(16) 20 *(16) 50 *(40) 35 *(28) 20 *(16)

TKP ŘSD kap. 18 - - 50 *(40) 50 *(40) 50 *(40) 50 *(40) 20 *(16) 50 *(40) 35 *(28) 20 *(16) 20 *(16) 50 *(40) 35 *(28) 20 *(16)

TKP ČD kap. 17 - 50 - 50 50 50 35 50 50 35 35 50 35 20

TKP ŘVC -HV4

60

HV4

60

HV4

60-

HV4

60

HV4

60

HV4

60

HV4

60

HV8

60

HV8

60

HV4

60

HV8

60

HV8

60



cích. Použití této metody ke stanovení

odolnosti betonu proti působení mrazu

povoluje i ČSN EN 206-1, ovšem ne-

udává podrobnosti jak postupovat

a případné další požadavky. Porovná-

ní požadavků je uvedeno v tab. 4. Jsou

zde uvedeny požadavky při provádě-

ní metody „C“ dle ČSN 73 1323 a po-

žadavky na stupeň mrazuvzdornosti

TXXX (značí počet cyklů) při provedení

zkoušky dle ČSN 73 1322. V závorce

jsou uvedeny zpřísněné požadavky při

provádění průkazních zkoušek.

Z tab. 4 je zřejmé, že rozdíly ve způ-

sobech hodnocení jsou opravdu ve-

liké. U TKP ČD a TKP ŘVC lze říci,

že požadavek na mrazuvzdornost dle

ČSN 73 1322 je pro dané potřeby asi

trefnější, neboť v prostředí XF1 a XF3

by se neměly vyskytovat chemické

rozmrazovací prostředky a na beton

tak působí „pouze“ mráz. Požadavky

ČSN EN 206-1 a TKP 18 MD se tak

mohou zdát až zbytečně přísné (např.

nutnost použít provzdušněné betony).

Toto platí zvláště např. pro vodohospo-

dářské stavby, kde v řadě případů mů-

že být zkouška dle ČSN 73 1326 do-

konce nevhodná (chemické rozmrazo-

vací prostředky zřejmě na stěnu pla-

vební komory v místě kolísání hladiny

působit nebudou, na rozdíl od půso-

bení klasického mrazu).

Prostorové rozložení

vzduchových pórů

Dalším požadavkem na vlastnosti ztvrd-

lého betonu je tzv. „spacing factor“, te-

dy prostorové rozložení vzduchových

pórů. Kromě něj se hodnotí ještě ob-

sah vzduchu o velikosti do 300 μm.

Zkouška se provádí dle ČSN EN

480-11. Požadované hodnoty jsou

uvedené v tab. 5, opět pro kontrol-

ní zkoušky, a zpřísněné v závorce pro

zkoušky průkazní.

Zkouška stanovení prostorového roz-

ložení vzduchových pórů je v naší le-

gislativě relativně nová, takže se na ni

ještě vůbec neobjevil požadavek v TKP

ČD kap. 17. Zbylé novelizované normy

a předpisy ji již předepisují.

Tolik stručné shrnutí požadavků na

vlastnosti ztvrdlého betonu.

ZKOUŠKA ODOLNOSTI BETONU

PROTI PRŮSAKŮM TLAKOVÉ

VODY

Zbývá zmínit ještě krátký náhled

do TKP kapitoly 20, která, jak již bylo

řečeno, platí pro stavby tunelů na že-

leznici. Toto TKP zavádí zvláštní zkouš-

ku odolnosti betonu proti průsakům

tlakové vody. Zkouší se na tělesech

o rozměrech 200 × 200 × 120 mm, pří-

padně 300 × 300 × 200 mm. Zkouš-

ka trvá dohromady čtrnáct dní, tři dny

působí na těleso tlak vody 25 % max.

zatížení a jedenáct dní max. tlak (mini-

málně 0,7 MPa). Po proběhnutí zkouš-

ky se stanovuje střední hodnota průsa-

ku, která má být menší než 25 mm. Dle

tohoto TKP je také třeba věnovat po-

zornost požadavku na mrazuvzdornost

betonu (stupeň T100) v oblasti portá-

lů tunelu a až do vzdálenosti 1000 m

od nich. TKP kap. 20 udává další poža-

davky, např. na odbedňovací pevnosti,

či maximální teplotu betonu ostění. To-

to vše je třeba zohlednit již při návrhu

betonu v rámci průkazních zkoušek.

ZÁVĚR

Z uvedených skutečností vyplývá, že

legislativa, kterou je nutné akceptovat

v rámci tvorby průkazních zkoušek, za-

hrnuje různé a někdy také i dost rozdíl-

né požadavky.

Výrobci vyrábí betony zpravidla dle

ČSN EN 206-1, na které mají certifikáty.

Pokud bychom při návrhu průkazních

zkoušek respektovali výhradně poža-

davky např. TKP 17 SŽDC či TKP 1

ŘVC, mohli bychom se dostat s ČSN

EN 206-1 do rozporu. U TKP 18 MD

tento fakt výrazně řeší změna Z3 normy

ČSN EN 206-1. Požadavky na betony

se životností sto let a betony dle TKP

18 MD jsou v podstatě totožné.

V budoucnu lze jistě očekávat aktua-

lizaci jednotlivých TKP, které lépe po-

kryjí provázanost s ČSN EN 206-1/Z3.

Každopádně návrhům průkazních

zkoušek je třeba věnovat potřebný čas

ještě před zahájením betonáží a vždy

správně specifikovat potřebné skupi-

ny používaných betonů a složek, ze

kterých bude beton vyráběn. Tímto lze

předejít řadě problémů, které se čas-

to objevují až během betonáží, kdy už

není mnoho času se zabývat samot-

nou přípravou technologií, a je přesto

nutné vyrábět kvalitní beton v souladu

s danou legislativou.

Z těchto skutečností vyplývá jed-

noznačný požadavek na úzkou spo-

lupráci projektanta, dodavatele stav-

by, výrobce betonu a autora průkazní

zkoušky ve fázi předvýrobní a výrob-

ní přípravy.

Ing. Tomáš Moravec

Stachema Kolín, spol. s r. o.

Zibohlavy 1, 280 02 Kolín


mob.: 602 418 024

Tab. 4 Porovnání požadavků na mrazuvzdornost betonu ❚ Tab. 4 Comparison of frost

resistance of concrete demands

Stupeň vlivu prostředí XF1 XF2 XF3 XF4

ČSN EN 206-1 (50 let) – „C“ 50c-1500 „C“ 75c-1250 „C“ 75c-1000

ČSN EN 206-1 (100 let)„C“ 50c-1250

(„C“ 75c-800)

„C“ 75c-1250

(„C“ 115-800)

„C“ 75c-1250

(„C“ 115-800)

„C“ 75c-1000

(„C“ 115-600)

TKP ŘSD kap. 18„C“ 50c-1250

(„C“ 75c-800)

„C“ 75c-1250

(„C“ 115-800)

„C“ 75c-1250

(„C“ 115-800)

„C“ 75c-1000

(„C“ 115-600)

TKP ČD kap. 17 T 100 (125c)T 100 (125c)

„C“ 75c-1000T 150 (180c)

T 150 (180c)

„C“ 100c-1000

TKP ŘVC T 50 (75c)T 50 (75c)

„C“ 100c-1250T 100 (125c)

T 100 (125c)

„C“ 100c-1250

Tab. 5 Porovnání požadavků na hodnoty dosažené při zkoušce prostorového rozložení

vzduchových pórů ❚ Tab. 5 Comparison of values of air void characteristics of concrete

demands

Stupeň vlivu prostředí XF1 XF2 XF3 XF4

ČSN EN 206-1 (50 let) – – – –

ČSN EN 206-1 (100 let) –

A300 min 1 %

(1,2 %)

A300 min 1 %

(1,2 %)

A300 min 1,8 %

(2,16 %)

Lmax 0,24 mm

(0,19 mm)

Lmax 0,24 mm

(0,19 mm)

Lmax 0,2 mm

(0,16 mm)

TKP ŘSD kap. 18 –

A300 min 1 %

(1,2 %)

A300 min 1 %

(1,2 %)

A300 min 1,8 %

(2,16 %)

Lmax 0,24 mm

(0,19 mm)

Lmax 0,24 mm

(0,19 mm)

Lmax 0,2 mm

(0,16 mm)

TKP ČD kap. 17 – – – –

TKP ŘVC –A300 min 1 % A300 min 1 % A300 min 1,8 %

Lmax 0,2 mm Lmax 0,2 mm Lmax 0,16 mm

A300

– obsah mikropórů ve ztvrdlém betonu [%]

L – prostorový součinitel rozložení vzduchových pórů [mm]

OVĚŘOVÁNÍ STÁVAJÍCÍCH BETONOVÝCH MOSTŮ PODLE

NOVÝCH TECHNICKÝCH PODMÍNEK ❚ VERIFICATION

OF EXISTING CONCRETE BRIDGES ACCORDING TO NEW

TECHNICAL REQUIREMENTS



Milan Holický, Jana Marková, Miroslav Sýkora

Současná generace Eurokódů je určena především pro navrhování nových

konstrukcí, pro ověřování stávajících konstrukcí jsou potřebné doplňu-

jící pokyny. Nové technické podmínky MD ČR proto uvádějí doplňující

operativní postupy pro ověřování existujících mostů. ❚ Eurocodes are

focused mainly on the design of new structures and supplementary rules

for verification of existing structures are needed. Therefore new technical

requirements of the Ministry of Transport of the Czech Republic provide

the operational procedures for verification of existing bridges.

Nepříznivé účinky prostředí a zvyšující se intenzita dopravy

vedou k degradaci stávajících mostů. Zajištění jejich provo-

zuschopnosti není pouze velkým ekonomickým problémem,

ale má i význam společenský – v ČR je více než 350 mos-

tů s významnou architektonickou, historickou, nebo tech-

nologickou hodnotou registrováno jako industriální dědictví.

Opravy a rekonstrukce stávajících mostů jsou proto naléha-

vým úkolem mostních inženýrů a odpovědných úřadů. Kva-

lifikovaná rozhodnutí o stávajících mostech by měla být za-

ložena na dostupných informacích o skutečných materiálo-

vých vlastnostech, zatíženích, nepříznivých vlivech prostředí

a očekávaných následcích jejich porušení. Klíčovým úkolem

v rozhodovacím procesu je ověření spolehlivosti existující-

ho mostu.

Stávající konstrukce včetně mostů se v současnosti mo-

hou ověřovat v ČR podle platných předpisů, kterými jsou

nyní výhradně ČSN EN Eurokódy. Nové evropské předpi-

sy jsou však určeny především pro navrhování nových kon-

strukcí a nezahrnují doplňující pokyny pro ověřování existují-

cích konstrukcí. Nová část Eurokódů pro stávající konstruk-

ce má být připravena v rámci střednědobého plánu jejich

dalšího rozvoje [1] do pěti let. Zařazení tohoto dokumentu

do plánu tvorby předcházelo mnoho jednání členských ze-

mí na setkáních technické komise CEN/TC 250. Některé ze-

mě se totiž stavěly k tvorbě nového dokumentu velmi zdr-

ženlivě a měly zájem zachovat své národní postupy. U nás

byla v roce 2005 zavedena do soustavy českých norem

ČSN ISO 13822 [9] s šesti národními přílohami, které do-

plňují některá ustanovení a poskytují doporučení pro urče-

ní vlastností železobetonu, oceli, ocelobetonu, dřeva a zdiva

používaných pro stávající konstrukce v ČR.

Nové Technické podmínky (TP) ověřování existujících be-

tonových mostů pozemních komunikací [2], které budou vy-

dány v druhé polovině letošního roku, podrobněji vysvět-

lují nebo rozšiřují vybrané pokyny ČSN ISO 13822 [9]. Zá-

kladní text TP vypracovaných s podporou projektu MD ČR

č. 1F82C/072/910 tvoří čtyři kapitoly, které poskytují obecné

zásady ověřování stávajících mostů, zabývají se jejich kate-

gorizací podle následků poruchy a směrnou úrovní spoleh-

livosti. Uvádí se zde postupy uplatnění metody dílčích sou-

činitelů pro ověřování existujících mostů a možnosti úpravy

hodnot dílčích součinitelů pro zatížení a materiálové vlast-

nosti podle požadované úrovně spolehlivosti. V pěti přílo-

hách je popsán způsob stanovení vlastní tíhy, stálých zatí-

žení a materiálových vlastností na základě zkoušek, zása-

dy uplatnění metody globálních součinitelů a pravděpodob-

nostních metod pro ověřování existujících mostů včetně ně-

kolika příkladů. Jsou zde také orientační tabulky pro odhad

zatížitelnosti u mostů o rozpětí do 33 m.

ZÁSADY OVĚŘOVÁNÍ STÁVAJÍCÍCH BETONOVÝCH

MOSTŮ

Při ověřování existujícího betonového mostu nebo pro navr-

hování jeho obnovy (oprava, rekonstrukce) se vychází z plat-

ných technických norem a TP. Dříve platné předpisy, pod-

le kterých byl most navržen, slouží pouze jako informativ-

ní podklady, které mohou usnadnit celkový postup ověřová-

ní. Pokud je most památkově chráněn, pak se musí projekt

obnovy konzultovat s příslušným orgánem státní památko-

vé péče.

Podkladem pro ověření mostu nebo pro návrh jeho opra-

vy/rekonstrukce je diagnostický průzkum, při kterém se zjis-

tí stav mostu, aktuální vlastnosti materiálů a základové pů-

dy, poruchy a vady, příčiny těchto vad, zatížení a nepříznivé

vlivy prostředí. Pokud se při prohlídce zjistí, že most nevy-

kazuje žádné známky významného poškození, přetížení ne-

bo degradace, a jeho uspokojivé chování dává předpoklad,

že most bude během své další životnosti spolehlivý, tak se

podrobné hodnocení nevyžaduje. Jestliže se vyskytnou po-

chybnosti o zatíženích, o účincích zatížení, o vlastnostech

materiálů nebo o chování mostu, pak je potřebné provést

podrobné hodnocení.

Spolehlivost stávajícího mostu se musí ověřit, jestliže:

se navrhuje oprava/rekonstrukce existujícího mostu,•

nastane neočekávané porušení nebo rychlá degradace •

mostu, nebo jeho nosných prvků, zjištěná např. při pro-

hlídce,

se plánuje změna v účelu používání nebo je potřebné pro-•

dloužit životnost mostu,

se pochybuje o spolehlivosti mostu, např. po povodni ne-•

bo po nárazu vozidla.

V některých případech může být ověření požadováno úřa-

dem, pojišťovnami nebo vlastníkem.

POŽADOVANÁ SPOLEHLIVOST

Směrnou úroveň spolehlivosti konstrukce lze určit minimali-

zací celkových očekávaných nákladů. Mají se uvážit přísluš-

ná hlediska, která zahrnují:

možnou příčinu nebo způsob, jakým se mezní stav dosáh-•

ne; např. může-li dojít k náhlému zřícení mostu nebo jeho

nosného prvku, musí se prvek navrhnout na vyšší úroveň

spolehlivosti než prvek, u kterého vlastnímu zřícení před-

chází určité známky porušení umožňující provést potřebná

opatření, viz ČSN EN 1991-1-7 [6],

velikost následků poruchy vyjádřenou na základě pravdě-•

podobnosti ztráty lidských životů, zranění, očekávaných

ekonomických, sociálních nebo ekologických ztrát a roz-

sahem společenské závažnosti včetně ztráty kulturních

hodnot,



předpokládanou reakci veřejnosti na uvažovaný typ poru-•

chy s ohledem na sociální a ekonomické podmínky,

velikost nákladů na opatření potřebná pro snížení pravdě-•

podobnosti poruchy.

Směrné hodnoty indexu spolehlivosti βt, které lze použít

pro ověřování mezních stavů únosnosti a nevratných mez-

ních stavů použitelnosti existujících betonových mostů pod-

le nových TP, jsou uvedeny v tab. 1. Směrné hodnoty se

požadují pro určitou referenční dobu, která je obvykle rovna

zbytkové životnosti mostu. Parametr ρ, který je v tab. 1 také

uveden, vyjadřuje poměr mezi celkovými náklady (na stav-

bu mostu, jeho údržbu a potenciální porušení) a počáteční-

mi náklady na pořízení mostu.

ZBYTKOVÁ Ž IVOTNOST

Použití pravděpodobnostních metod pro odhad zbytkové ži-

votnosti stávajícího mostu je znázorněno na obr. 1. Předpo-

kládá se, že hodnocení existujícího mostu se provádí v ča-

se tpr

od počátku uvedení mostu do provozu. Pokud je zná-

ma časová závislost odolnosti mostní konstrukce nebo její-

ho prvku R(t) a účinků zatížení E(t), je možné stanovit zbytko-

vou životnost mostu. Pravděpodobnostní rozdělení odolnosti

a účinků zatížení je znázorněno prostřednictvím funkcí hustot

pravděpodobnosti. Obrázek také ukazuje vliv snížení zatíži-

telnosti (omezení dopravy) a vliv opravy mostu.

Pravděpodobnost poruchy Pf(t) je funkcí rostoucí v ča-

se t. Pro odhad zbytkové doby životnosti mostu lze zapsat

vztah

Pf(t

res) = P{R(t

res) – E(t

res) < 0} ≈ P

f,t , (1)

kde tres

je doba zbytkové životnosti mostu a Pf,t

směrná prav-

děpodobnost poruchy (odpovídá indexu spolehlivosti βt).

Dosažení konce životnosti mostu vypočtené podle vztahu

(1) však neznamená, že most je již zcela nepoužitelný. Před

uplynutím konce životnosti mostu by se proto mělo provést

nové hodnocení mostu s využitím aktuálních údajů o mate-

riálových vlastnostech, vlivu skutečných zatížení a působení

degradačních procesů. Na základě těchto údajů se provede

aktualizace odhadu životnosti mostu.

OVĚŘENÍ METODOU DÍLČÍCH SOUČINITELŮ

Dílčí součinitele pro stálá zatížení

Charakteristickou hodnotu stálého zatížení Gk lze obvykle

uvážit jako průměrnou hodnotu (viz ČSN EN 1990 [3] a ČSN

EN 1991-1-1 [4]), která se stanovuje z nominálních rozmě-

rů a průměrných hodnot objemových tíh, platí tedy Gk = μ

G.

Jestliže je však variabilita stálého zatížení vyšší, nebo je při

ověřování určitého mezního stavu důležité tuto variabilitu

uvažovat, pak je třeba použít dolní 5% a horní 95% kvantil,

např. podle [10].

Dílčí součinitel stálého zatížení γG se určí na základě po-

měru příslušné návrhové a charakteristické hodnoty toho-

to zatížení

γG = G

d / G

k = μ

G (1 − α

G β V

G)/ μ

G = 1 − α

G β V

G , (2)

kde součinitel citlivosti αG = – 0,7 platí pro stálé zatížení uva-

žované jako dominantní [3]. Variační koeficient stálého zatí-

žení VG je možno stanovit na základě výsledků zkoušek z po-

drobné prohlídky existujícího mostu s uvážením modelových

nejistot. V obvyklých případech lze variační koeficient vlast-

ní tíhy konstrukce (beton, ocel) uvážit hodnotou VG = 0,05.

Pro ostatní stálá zatížení bývá variační koeficient větší, běž-

ně asi 10 %.

Pokud se bude předpokládat vlastní tíha mostu o variač-

ním koeficientu VG = 0,05 a stálé zatížení dominantní

(ve vztahu (6.10) nebo (6.10a) pro základní kombinaci za-

tížení podle ČSN EN 1990 [3]), pak pro součinitel citlivosti

αG = – 0,7 a směrnou hodnotu indexu spolehlivosti β

t = 3,8

(třída následků CC2) se stanoví dílčí součinitel stálého zatí-

žení na základě vztahu (2) jako

γG = 1 − α

G β V

G = 1 + 0,7 . 3,8 . 0,05 = 1,13. (3)

Stanovený dílčí součinitel pro vlastní tíhu se blíží hodno-

tě podle původních ČSN. Pokud je však potřebné uvažovat

u stálých zatížení s větším variačním koeficientem, běžně asi

10 %, pak se dílčí součinitel vypočítá

γG = 1 − α

G β V

G = 1 + 0,7 . 3,8 . 0,10 = 1,27. (4)

Jestliže se předpokládá, že zatížení od vlastní tíhy není do-

minantní (αG = – 0,28 a vztah (6.10b) podle [3]) a variační ko-

eficient je VG = 0,05, pak se stanoví dílčí součinitel

γG = 1 + 0,28 . 3,8 . 0,05 = 1,05 , (5)

kde je již zahrnuta redukce součinitelem ξ = 0,85, a tedy

ve výrazu (6.10b) se již redukce součinitelem ξ dále neuplat-

ňuje.

Tab. 1 Kategorizace mostů podle následků porušení pro mezní stavy

únosnosti a použitelnosti ❚ Tab. 1 Classification of bridges with

respect to the consequences of failure at ULS and SLS

Třída

následků

Popis následků;

poměr ρ Příklady

Směrný index

spolehlivosti

pro MSÚ

Směrný index

spolehlivosti

pro MSP

CC1avelmi malý

1,0 < ρ ≤ 1,5

mosty na málo

frekventovaných

komunikacích

2,3 1,2

CC1bmalý

1,5 < ρ ≤ 2,5

mosty malého rozpětí

na silnicích 2. a 3.

třídy

3,1 1,3

CC2střední

2,5 < ρ ≤ 5běžné mosty 3,8 1,5

CC3velký

5 < ρ ≤ 10

mosty o velkém

rozpětí a mosty

na dálnicích

4,3 2,3

Obr. 1 Pravděpodobnostní hodnocení životnosti mostu

❚ Fig. 1 Probabilistic assessment of the remaining working life

hustota pravděpodobnosti R(t)

hustota pravděpodobnosti E(t)

oprava

P (t)f

odolnost po opravě

zatížení bez snížení zatížitelnosti

průměr R(t)

průměr E(t)

0 tpr

t res

sníženízatížitelnosti

R(t)

E(t)

P (t)f

P (t)fčas t

P (t)f

Pf,t

průměr R(t)

průměr E(t)

průměr R(t)

průměr E(t)

1



V hodnotě dílčího součinitele stálého zatížení doporuče-

ného v Eurokódech se ještě uvažuje součinitel modelových

nejistot (γs = 1,05 až 1,10). Jestliže se v hodnotě dílčího sou-

činitele γG = 1,27 podle vztahu (3) uváží dolní mez γ

s, pak

γG = 1,27 . 1,05 = 1,33, ze které se zaokrouhlením zís-

ká hodnota dílčího součinitele γG = 1,35 doporučená v EN

1990 [3].

Pokud je tedy u konkrétního případu existujícího mostu

k dispozici dostatek údajů, lze použít dolní mez součinite-

le modelových nejistot, případně ve výjimečných případech

tento součinitel již neuvažovat.

Vliv indexu spolehlivosti β na výslednou hodnotu dílčího

součinitele γG pro stálé zatížení je znázorněn na obr. 2 pro

vybrané hodnoty variačního koeficientu VG. Poznamenává

se, že v následujících grafech se součinitel modelových ne-

jistot neuplatňuje.

Dílčí součinitele pro proměnná zatížení

Pro stanovení dílčích součinitelů pro proměnná zatížení je

potřebné určit jejich vhodné modely na základě výsledků dia-

gnostického průzkumu a zásad TP [2].

Zatížení dopravou

Základním proměnným zatížením u mostů je zatížení dopra-

vou. Pro ověření stávajících mostů se v obvyklých případech

použijí modely zatížení dopravou uvedené v ČSN EN 1991-2

[7] s doporučenými hodnotami dílčích součinitelů. Pokud

jsou k dispozici data o intenzitě a skladbě dopravy pro kon-

krétní most, lze provést aktualizaci zatížení dopravou pro-

střednictvím regulačních součinitelů.

Dílčí součinitel pro zatížení dopravou je doporučen v ČSN

EN 1990 [3] hodnotou γQ = 1,35. Předpokládá se, že stano-

vené charakteristické hodnoty jednotlivých modelů zatížení

dopravou jsou natolik přesně určeny, že lze uvažovat men-

ší hodnotu dílčího součinitele (γQ = 1,35), než je tomu u dal-

ších typů proměnných zatížení, kde γQ = 1,5. Menší hodnota

dílčího součinitele zatížení dopravou vyplývá také ze skuteč-

nosti, že variační koeficient zatížení dopravou pro referenční

dobu jednoho roku je velmi nízký.

Klimatická zatížení

Charakteristická hodnota klimatického zatížení (vítr, námraza,

teplota) je stanovena podle ČSN EN 1990 [3] tak, aby pravdě-

podobnost jejího překročení v průběhu referenční doby jedno-

ho roku byla 0,02 (odpovídá střední době návratu 50 let).

Pokud se pro klimatické zatížení přijme Gumbelovo roz-

dělení, které je doporučeno v příslušných částech ČSN EN

1991, pak se p-kvantil klimatického zatížení Qp stanoví

Qp = μ

Q {1 − V

Q [0,45 – 0,78 ln N + 0,78 ln (−ln p)]} , (6)

kde p je pravděpodobnost překročení tohoto zatížení v dané

referenční době, VQ označuje variační koeficient příslušného

klimatického zatížení pro základní časový interval (např. jeden

rok) a N označuje počet očekávaných změn intenzity zatíže-

ní během zbytkové životnosti mostu. Dílčí součinitel klimatic-

kého zatížení se stanoví

γQ

1− VQ

(0,45 − 0,78 ln N + 0,78 ln(− ln (Φ (−αEβ ))))

1− VQ

(0,45 + 0,78 ln ( − ln0,98))= . (7)

Vztah (7) lze použít pro stanovení dílčího součinitele klima-

tického zatížení za předpokladu platnosti Gumbelova rozdě-

lení. Variační součinitel klimatického zatížení se určí pro mís-

to staveniště na základě údajů ČHMÚ. Směrnou hodnotu in-

dexu spolehlivosti lze pro uvažovanou kategorii existujícího

mostu určit podle tab. 1.

Pro některá klimatická zatížení (např. teploty [5]) může být

výstižnější uvažovat Weibullovo rozdělení extrémních hod-

not. Vliv hodnoty variačního koeficientu zatížení pro N opa-

kování a typ pravděpodobnostního rozdělení na výslednou

hodnotu dílčího součinitele γQ pro klimatické zatížení je zná-

zorněn na obr. 3.

Dílčí součinitele pro materiálové vlastnosti

Dílčí součinitel pro pevnost materiálu (odolnost konstrukce)

lze vyjádřit vztahem

γX = exp (−1,645 V

X) / exp (− α

X β V

X) , (8)

kde pro stanovení hodnoty tohoto dílčího součinitele je po-

třebné určit variační koeficient pevnosti materiálu (odol nosti).

Dílčí součinitel odolnosti γR vzhledem k indexu spolehli-

vosti a pro tři hodnoty variačního koeficientu VR je znázor-

něn na obr. 4.

V některých případech je potřebné uvažovat nejen variač-

ní koeficient pevnosti materiálu, popř. odolnosti konstrukce,

avšak také variační koeficient geometrických vlastností Vgeo

a případně také modelových nejistot Vξ.

Variační koeficient celkové odolnosti VR se stanoví na zá-

kladě dílčích variačních koeficientů jednotlivých veličin. Po-

kud by se např. odolnost stanovovala na základě lineárního

vztahu mezi základními veličinami pro materiálové a geo-

1

1,05

1,1

1,15

1,2

1,25

1,3

1,35

1,4

0 1 2 3 4 5

G

VG = 0,10

VG

= 0,05

1,0

1,2

1,4

1,6

1,8

2,0

2,2

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

Q

Weibull

Gumbel

LN

2 3


metrické vlastnosti a modelové nejistoty, pak se určí variač-

ní koeficient VR pro odolnost jako

VR= V

X

2 + Vgeo

2 + Vξ

2, (9)

kde VX je variační koeficient pevnosti materiálu, V

geo je variač-

ní koeficient geometrických vlastností a Vξ je koeficient mode-

lových nejistot. Informativní hodnoty variačních koeficientů pro

beton a betonářskou výztuž jsou uvedeny v tab. 2 podle [2].

Pokud by se použily hodnoty z tab. 2 pro stanovení dílčích

součinitelů, je možno zapsat podle vztahu (9) pro dílčí sou-

činitel betonu

γmc

= exp (−1,645 . 0,15) / exp (0,8 . 3,8 . 0,166) = 1,3 (10)

a pro dílčí součinitel oceli

γms

= exp (−1,645 . 0,05) / exp (0,8 . 3,8 . 0,087) = 1,2 . (11)

V ČSN EN 1992-1-1 [8] se uvažují nejistoty plynoucí z to-

ho, že pevnost betonu v tlaku se sleduje na základě zkou-

šek betonových vzorků, které se přímo nezískávají z kon-

strukce. Proto se předpokládá součinitel konverze η = 1,15,

kterým se zvyšuje dílčí součinitel pro beton γmc

, a dílčí sou-

činitel betonu se pak stanoví

γc = η γ

mc =1,15 . 1,3 = 1,5 , (12)

což je hodnota doporučená v ČSN EN 1992-1-1 [8]. Příloha A

této normy umožňuje za jistých předpokladů snížit hodnotu

dílčího součinitele. Proto i u existujících konstrukcí se podle

míry znalostí může upravit dílčí součinitel, případně se uváží

hodnota převodního součinitele η ≈ 1.

ZÁVĚREČNÉ POZNÁMKY

Nové technické podmínky navazují na ČSN ISO 13822 a Eu-

rokódy a poskytují doplňující pokyny pro ověřování existují-

cích mostů metodou dílčích součinitelů, která je základní me-

todou navrhování podle ČSN EN 1990. Uvádějí se zde také

informace pro možnost použití metody globálních součinite-

lů i pravděpodobnostních metod. Zásady obsažené v těchto

technických podmínkách mají obecnou platnost pro všech-

ny typy materiálů a konstrukcí.

Technické podmínky uvádějí postupy pro aktualizaci zá-

kladních veličin a úpravu dílčích součinitelů pro zatížení

a materiálové vlastnosti s ohledem na znalosti získané z dia-

gnostického průzkumu a pro požadovanou kategorii stáva-

jícího mostu. Pokud např. průzkum stanoví variační koefici-

ent vlastní tíhy menší než 0,05, lze významně snížit dílčí sou-

činitel stálého zatížení.

Předpokládá se, že zavedení nových technických podmí-

nek do stavební praxe zvýší možnost uplatnění ČSN ISO

13822 pro ověřování existujících betonových mostů i navr-

hování jejich oprav nebo rekonstrukcí.

Příspěvek byl vypracován v Kloknerově ústavu ČVUT v Praze, v rámci

řešení výzkumného projektu A/CZ0046/2/0013 Assessment of historical

immovables, podporovaného grantem z Islandu, Lichtenštejnska a Norska

v rámci Finančního mechanismu EHP a Norského finančního mechanismu.

Prof. Ing. Milan Holický, DrSc.

Doc. Ing. Jana Marková, Ph.D.

Ing. Miroslav Sýkora, Ph.D.

všichni: Kloknerův ústav ČVUT v Praze

Šolínova 7, 165 00 Praha



Obr. 2 Vliv indexu spolehlivosti β na dílčí součinitel γG pro stálé zatížení

❚ Fig. 2 Variation of the partial factor γG of a permanent action with

the reliability index β

Obr. 3 Dílčí součinitel γQ klimatického zatížení vzhledem k variačnímu

koeficientu VQ ❚ Fig. 3 Variation of the partial factor γ

Q of a climatic

action with the coefficient of variation VQ

Obr. 4 Dílčí součinitel odolnosti γR vzhledem k indexu spolehlivosti β

❚ Fig. 4 Variarion of the partial factor for resistance γR with the

reliability index β

Tab. 2 Informativní hodnoty variačních koeficientů pro beton

a betonářskou výztuž ❚ Tab. 2 Informative values of the coefficients

of variation for concrete and reinforcement

Materiál VX Vgeo Vξ VR

beton 0,15 0,05 0,05 0,166

betonářská výztuž 0,05 0,05 0,05 0,087

Literatura:

[1] Calgaro J. A.: Medium-term plan for the development of

Eurocodes, CEN/TC250, 2009

[2] TP Ověřování spolehlivosti existujících betonových mostů, při-

pravuje se, 2010

[3] ČSN EN 1990 Eurokód Zásady navrhování konstrukcí, 2004,

Změna A1, 2007, Z1, 2010

[4] ČSN EN 1991-1-1 Eurokód 1: Zatížení konstrukcí, Část 1-1

Obecná zatížení – Objemové tíhy, vlastní tíha a užitná zatížení

pozemních staveb, 2004, Z1, 2010

[5] EN 1991-1-5 Eurokód 1: Zatížení konstrukcí, Část 1-5 Obecná

zatížení – Zatížení teplotou, 2005, Z1, 2010

[6] EN 1991-1-7 Eurokód 1: Zatížení konstrukcí, Část 1-4 Obecná

zatížení – Mimořádná zatížení, 2007

[7] ČSN EN 1991-2 Eurokód 1: Zatížení konstrukcí, Část 2 Zatížení

mostů dopravou, 2005, Z1, 2010

[8] ČSN EN 1992-1-1 Eurokód 2: Navrhování betonových kon-

strukcí – Část 1-1: Obecná pravidla a pravidla pro pozemní

stavby, 2006, Z1, 2010

[9] ČSN ISO 13822 Zásady navrhování konstrukcí – Hodnocení

existujících konstrukcí, 2005

[10] Holický M., Marková J.: Základy teorie spolehlivosti a hodno-

cení rizik, ČVUT v Praze, 2005

0,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

1,4

1,6

1,8

2,0

0 1 2 3 4 5

R

= 0,15

= 0,10

= 0,05

VR

V

V

R

R

4


A K T U A L I T Y ❚ T O P I C A L S U B J E C T S

REŠERŠE ZE ZAHRANIČNÍCH ČASOPISŮ

SAMOHOJENÍ TRHLIN V CEMENTOVÝCH

KOMPOZITECH PŘIDÁNÍM RŮZNÝCH

MINERÁLNÍCH PŘÍSAD

Cílem prezentované studie byl vývoj a následné užití nových

metod samohojení trhlin v betonu jako nástroje pro zlepšení

podmínek využívaní betonových konstrukcí. Tento přístup je

jednou z metod údržby, která vedle snížení přímých nákla-

dů na údržbu a opravy snižuje i nepřímé náklady – redukce

obecně vítané dodavateli. Ve výzkumu bylo vyšetřováno au-

togenní hojení betonu při použití geo-materiálů ve výrobních

podmínkách reálných staveb, samohojivý beton byl míchán

v automíchači v betonárně a byl použit do konstrukce k za-

držování vody v krajině a pro tunelové konstrukce. Výsled-

ky ukazují významný pokrok v samohojení trhlin po 28den-

ní kúře. Trhliny šířky 1,15 mm zarůstaly už po 3denní kúře

a trhlina šířky 0,22 mm měla po 7denní kúře šířku pouhých

0,16 mm. Po 33denní kúře se téměř všechny trhliny vyhojily.

Sledování ukázala, že zarůstání trhlin lze vysvětlit třemi jevy:

bobtnáním, expanzí a rekrystalizací. Analýza výsledků po-

tvrdila, že v geo-materiálech je velký potenciál k využití v no-

vých metodách oprav trhlin v betonech právě prostřednic-

tvím samohojení. Postup je velmi vhodný pro zamezení prů-

saků v podzemních konstrukcích, např. v tunelech.

Ahn T.-H., Kishi T.: Crack self-healing behavior of cementitious

composites incorporating variol mineral admixtures,

Journal of Advanced Concrete Technology,

Vol. 8, No. 2, June 2010, pp. 171–186

ZJIŠŤOVÁNÍ PŘÍTOMNOSTI MIKROTRHLIN

VE VELMI MLADÉM BETONU VYSTAVENÉM

VZRŮSTAJÍCÍ TEPLOTĚ POMOCÍ AKUSTICKÉ

EMISE

Mikrotrhliny vznikají v mladém betonu už při vystavení tep-

lotám blížícím se 60 °C, zejména při jeho nízkém vodním

součiniteli (0,3). Za příčinu vzniku a rozvoje mikrotrhlin jsou

považována napětí způsobená nekompatibilitou deforma-

cí malty a kameniva. Rozdíly koeficientů teplotní roztažnos-

ti malty, hrubého kameniva, autogenní smrštění malty a ve-

likost hrubého kameniva jsou důležité faktory ovlivňující de-

gradaci betonu. Rozsahem a množstvím mikrotrhlin byla

významně ovlivněna výsledná tahová pevnost betonu. Be-

ton obsahující mletou granulovanou vysokopecní strusku

(GGBFS) byl více porušen mikrotrhlinami než beton připra-

vený pouze z portlandského cementu. Byl realizován ex-

perimentální výzkum zaměřený na využití akustické emise

(AE) pro studium procesů a mechanismů vzniku a rozvoje

mikrotrhlin. Měření AE u velmi mladých betonů a při vyso-

kých teplotách vyžadovalo značnou zkušenost. Detekce AE

souhlasí s výsledky zkoušek deformací a tahové pevnosti.

Většina mikrotrhlin byla detekována během poklesu teploty

a byla klasifikována jako tahové porušení. Užití hrubého ka-

meniva s vyšším koeficientem teplotní roztažnosti, doplně-

ného jemným lehkým kamenivem, a snížení maximální ve-

likosti kameniva významně snížilo vznik a rozvoj mikrotrhlin

a přispělo k zvýšení tahové pevnosti betonu s mletou gra-

nulovanou vysokopecní struskou. Přímá tahová pevnost

Oprava:

Redakce časopisu se omlouvá těm, které potěšilo, že na fotografii pod úvodníkem ve 3. čísle časopisu jsou tak mladí.

Přikládáme aktuální společný snímek ze Sanací 2010 v Brně. Skutečnost je neúprosná, jsme o deset let starší.



betonu byla přítomností mikrotrhlin negativně ovlivněna ví-

ce než pevnost v příčném tahu.

Ngoc Son H., Hosoda A.: Detection of microcracking in concrete subjected

to elevated temperature at very early age by acoustic emission, Journal of

Advanced Concrete Technology, Vol. 8, No. 2, June 2010, pp. 201–211

ZLEPŠOVÁNÍ PŘEDPOVĚDÍ STAVU KOMBINACÍ

RŮZNÝCH METOD

Koroze výztuže je primární příčinou poškození železobeto-

nových konstrukcí vystavených působení chloridů. Výsled-

ky korozních procesů zvyšují náklady na údržbu konstruk-

cí. Proto posuzování stavu stávajících konstrukcí z hlediska

jejich použitelnosti nabývá stále většího významu. Jako pří-

klad jsou použity garáže a je vysvětleno, jak se v závislos-

ti na čase a místu může vyvíjet stav konstrukce. Výsledky

byly získány kombinací pravděpodobnostních metod s po-

znatky z místních šetření. Použitý postup umožňuje optima-

lizovat náklady vhodnou strategií údržby založenou na vy-

hodnocení procesu porušování konstrukce v závislosti na

čase a místu.

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

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

Heft 5, pp. 274–283

EXPERIMENTÁLNÍ A NUMERICKÉ VYŠETŘOVÁNÍ

SOUDRŽNOSTI BETONU A VÝZTUŽE NAPADENÉ

KOROZÍ

Článek představuje výsledky experimentálního výzkumu

a numerické simulace soudržnosti betonu a výztuže na-

padené korozí. Vyšetřována byla koncová část nosníku –

kotevní oblast výztužných prutů se zaměřením na sledo-

vání odlišností při použití výztuže různých průměrů prutů,

krytí a vlivu sevření výztuže při zasažení postupující koro-

zí. Bylo zkoušeno šest různých prvků bez koroze a v růz-

ném stadiu korozního napadení. Byla naměřena výsledná

maximální šířka trhliny w = 1,3 mm při zasažení výztuž-

ného prutu korozí do hloubky xcorr

= 500 μm. Studie uká-

zala, že pokles soudržnosti betonu a výztuže v prvcích

bez třmínků má exponenciální závislost na nárůstu roz-

sahu koroze výztuže, zatímco na prvcích s třmínky se té-

měř neprojevila žádná změna v soudržnosti až do roze-

vření trhliny na šířku w = 0,6 mm. Sevření třmínky neby-

lo narušeno nárůstem koroze výztužných prutů ve studo-

vaných podmínkách. Použitý program založený na MKP

je schopen realisticky simulovat výsledky získané experi-

mentálním výzkumem.

Fischer Ch., Ožbolt J. Gehlen Ch.: Experimentelle und numerische

Untersuchungen zum Einfluss der Bewehrungskorrosion auf das

Verbundverhalten zwischen Stahl und Beton, Beton- und

Stahlbetonbau 105 (2010), Heft 5, pp. 284–293

RSTAB RFEM

Navrhování podle novýchevropských norem

ww

w.d

lub

al.

cz

Ing. Software Dlubal s.r.o.

Fax: +420 222 519 218Tel.: +420 222 518 568

E-mail: [email protected]

Ing. Software

Dlubal

Řada přídavných modulů

Snadné intuitivní ovládání

6 500 zákazníků ve světě

Zákaznické služby v Praze

Rozsáhlá knihovna profilů

Nová verze v českém jazyce

Dem

ove

rze

zda

rma

ke s

taže

ní

Anglická 28,120 00 Praha 2

Program pro výpočetrovinných i prostorovýchprutových konstrukcí

Program pro výpočetkonstrukcí metodoukonečných prvků

Stat

ika,

kte

rá V

ás b

ud

e b

avit

...

Inzerce 96,5x132 zrcadlo (Beton CZ 2009)_01.indd 1 27.3.2009 10:16:36

Změna na poli

statického software

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

Železobetonový a předpjatý průřez

EC2

Desky, stěny, detaily

Předpětí v programu

RFEM

Expertní zázemí

Ocelové, betonové a spřaženékonstrukce

SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA



SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA V ČR

STAVBY Z BETONU NA DÁLNICI D8SeminářTermín a místo konání: 7. září 2010, Litoměřice• Mosty na D805• Tunely a další objekty na D805• Zkušenosti ze stavby D805• Výhled financování a PPP projekty• Významné stavby navazující na D805Kontakt: Sekretariát ČBS, e-mail: [email protected], www.cbsbeton.eu

DESIGN OF CONCRETE STRUCTURES USING EN 1992-1-11. mezinárodní workshopTermín a místo konání: 16. a 17. září 2010, Praha• Background of EN 1992-1-1• Main features in National Annex• Experience with National Annex• Experience with practical design• Tables, charts and aids for design of concrete structures• Proposals of major changes for the next revision of standardKontakt: e-mail: [email protected],http://concrete.fsv.cvut.cz/dcs2010/

BETONOVÉ KONSTRUKCE PRO OBDOBÍ NOVÝCH VÝZEV6. středoevropský kongres CCCTermín a místo konání: 30. září a 1. října 2010, Mariánské Lázně• New projects in Central European infrastructure network• Concrete structures exemplarily integrated into environment• Innovative concrete structures for the challenging times• Inspiring road and railway bridges and tunnels• Advanced concrete structures for power and water related industries• Worthwhile impulses from outside the Central European regionKontakt: Sekretariát ČBS, e-mail: [email protected], www.ccc2010.eu

ZKOUŠENÍ A JAKOST VE STAVEBNICTVÍ 20106. konferenceTermín a místo konání: 5. až 6. října 2010, Brno• Zkoušení betonových konstrukcí• Přístrojová technika• Normalizace a certifikace ve stavebnictví, řízení jakosti a kvalityKontakt: www.zkouseniajakost.cz

BETONÁŘSKÉ DNY 201017. mezinárodní konferenceTermín a místo konání: 23. a 24. listopadu 2010, Hradec Králové• Vyzvané přednášky• Výzkum, technologie výstavby a materiálů• Koncepce, modelování a navrhování konstrukcí z betonu• Beton v kombinaci s jinými materiály• Významné realizace – dopravní stavby, budovy, energetické

a vodohospodářské stavbyKontakt: Sekretariát ČBS, e-mail: [email protected], www.cbsbeton.eu

CONCRETE ENGINEERING FOR EXCELLENCE AND EFFICIENCYfib sympoziumTermín a místo konání: 8. až 10. června 2011, Praha• New Model Code – expected impacts and practice of use • Concrete and construction technology – transfer of experience • Modelling and design of outstanding and innovative structures • Structures integrated into environment in a balanced way • Combination of structural concrete with other materials Kontakt: Sekretariát ČBS, e-mail: [email protected], www.fib2011prague.eu

ZAHRANIČNÍ KONFERENCE A SYMPOZIA

LARGE STRUCTURES AND INFRASTRUCTURES FOR ENVIRONMENTALLY CONSTRAINED AND URBANISED AREAS34. IABSE sympoziumTermín a místo konání: 22. až 24. září 2010, Benátky, Itálie • Basis of Design, Infrastructure Hazard and Safety Concepts• Management and Planning of Operation and Maintenance• Infrastructure Design as a Meeting Point for Architecture and Engineering • Ethics and Social ResponsibilityKontakt: e-mail: [email protected], www.iabse.org/venice2010

BETONÁRSKE DNI 2010Mezinárodní konference Termín a místo konání: 21. až 22. října 2010, Bratislava

• Betónové a murované konštrukcie• Betónové mosty a tunely• Spriahnuté betónové a oceľobetónové konštrukcie• Nové materiály a technológie• Navrhovanie a modelovanie betónových konštrukcií• Rekonštrukcie a zosilňovanie betónových a murovaných konštrukcií• Rekonštrukcie a zosilňovanie betónových mostov• Certifikácia, skúšobníctvo a monitorovanie• Sanácia a revitalizácia pamiatkových stavieb• Financovanie, normy a legislatívaKontakt: e-mail: [email protected], http://betonarskedni.sk/

SCC 2010 – DESIGN, PRODUCTION AND PLACEMENT OF SCC6. mezinárodní RILEM sympozium Termín a místo konání: 26. až 29. října 2010, Montreal, Kanada• Fundamental and materials science aspects • Powdered materials and aggregate, Chemical admixtures • Workability and rheology, Flow modeling • Test methods and processing • Mix design, Production and quality control • Casting and construction issues • Structural performance and design • Engineering and visco-elastic properties • Transport properties and durability • Aesthetics, Case studies, Specifications • Economic, worker‘s health, and environmental benefits • Fibre-reinforced SCC • Self-levelling concrete, Semi-flowable SCC Kontakt: http://www.civil.usherbrooke.ca/SCC2010/

COMPOSITES: CHARACTERIZATION, FABRICATION AND APLICATION (CCFA-2)2. mezinárodní konferenceTermín a místo konání: 27. až 30. prosince 2010, Kish Island, Írán • Materials Characteristic• Fabrication, Application, Analysis and SafetyKontakt: e-mail: [email protected], http://ccfa.iust.ac.ir/

ANALYTICAL MODELS AND NEW CONCEPTS IN CONCRETE AND MASONRY STRUCTURES7. mezinárodní konferenceTermín a místo konání: 13. až 15. června 2011, Krakow, Polsko • Models for analysis of concrete structures according to new codes• Structural concrete in complex stress state• Behaviour and application of HPC in structures• Advances in reinforced and prestressed concrete structures• Application of FRP materials - theory, practice and new codes• Effects of cyclic and long-term loading on concrete and masonry structures• Achievements in modelling and design of bridges and other structures• Performance based design of concrete and masonry structures• Durability assessment and environmental effects on concrete• Models and numerical simulations for concrete at macro/meso/micro-scalesKontakt: http://www.amcm2011.pk.edu.pl/

HIGH PERFORMANCE CONCRETE9. fib symposiumTermín a místo konání: 9. až 11. srpna 2011, Christchurch, Nový Zéland • Admixtures and Additives• Concrete Durability and Concrete Sustainability• Fibre Reinforced Concrete• Fresh Concrete Modelling and Simulations• High Ductility Composites• Internal Curing, Volume Stability and Shrinkage• Lightweight Concrete• Microstructure• Self Compacting Concrete• Ultra High Strength / Ultra High Performance ConcreteKontakt: www.hpc-2011.com

TALLER, LONGER, LIGHTERIABSE-IASS symposiumTermín a místo konání: 20. až 23. září 2011, Londýn• Concepts and planning, Design and construction• Analysis and methods• Materials and durability, Saving energy and extending life• Operation and maintenance, Instrumentation and monitoringKontakt: e-mail: [email protected], http://www.iabse-iass-2011.com/

CONCRETE STRUCTURES FOR A SUSTAINABLE COMMUNITYfib sympoziumTermín a místo konání: 11. až 14. června 2012, Stockholm, Švédsko Kontakt: e-mail: [email protected], http://fib.epfl.ch/events/

TECHNOLOGIE

• manipulace s těžkými břemeny

• výsuv mostních konstrukcí

• letmá betonáž

• mostní segmenty

• bezesparé předpínané podlahy

• šplhavé a posuvné bednění

DODATEČNÉ PŘEDPÍNÁNÍ

• konstrukcí budov

• mostních konstrukcí

• sil, nádrží, zásobníků

• mostní závěsy

GEOTECHNIKA

• opěrné stěny

• trvalé zemní kotvy

• mikropiloty a zemní hřebíky

PRODUKTY

• závitové tyčové systémy

• mostní ložiska

VSL SYSTÉMY (CZ), s.r.o.

V Násypu 339/5, 152 00 Praha 5

tel: +420 251 091 680

fax: +420 251 091 699

e-mail: [email protected], http://www.vsl.cz

Vaše spojení s vývojem nových technologií

CMB_BetonUnivers180x127,5-TSK.indd 1 31.5.10 17:18

SVAZ VÝROBCŮ CEMENTU ČR

SVAZ VÝROBCŮ BETONU ČR

ČESKÁ BETONÁŘSKÁ SPOLEČNOST ČSSI

SDRUŽENÍ PRO SANACE BETONOVÝCH KONSTRUKCÍ

Náš beton má říz…

www.ebeton.cz

SVB_I_210x297_BETON.indd 1 4.8.2010 10:57:14

beton_tks_2010-04

Documents