Rekonstrukce klenbových mostů betonovými čely a příčnými předpínacími kabely

• Foto

Na silniční síti ČR, ale také i na místních komunikacích, je stále několik set mostních kleneb z kamenného nebo cihelného zdiva. Často vyhovují svojí dispozicí, průtočným profilem a kvalitou zdiva; jsou pouze příliš úzké a jejich příčný směr je porušen podélnými trhlinami. Stáří mostních kleneb je většinou více než 120 let, jejich výstavbu lze datovat do 17. až 19. století. Jak bude rozebráno dále, příčinou podélných trhlin jsou nejčastěji zemní tlaky silničního tělesa a příčná tahová napětí vznikající kolem středu a při okrajích kleneb převrstvením a zvýšením užitného zatížení (několikanásobné zvýšení nápravových tlaků vozidel a intenzity dopravy). Zesilování těchto zděných mostů je zesilování kleneb příčným předpětím. Efektivně se uplatňuje u válcových mostních silničních a železničních kleneb, jež jsou porušovány oproti klenbám užívaným v pozemním stavitelství, soustavami podélných trhlin (trhliny v rovinách rovnoběžných s rovinou rozpětí). Ty porušují klenbu nejen na úrovni rubu čelních stěn, ale i uprostřed šířky zhruba v ose převáděné komunikace.

PORUŠENÍ MOSTNÍCH KLENEB SOUSTAVOU PODÉLNÝCH TRHLIN
Typické porušení je znázorněno na obr. 1. Klenby jsou porušeny trhlinami v rovinách rovnoběžných s osou komunikace (s rovinou rozpětí), tedy trhlinami podélnými. Velikost takových trhlin dosahuje až desítek mm, klenba je potom rozdělena podélnými trhlinami na dva až tři (někdy i více) samostatné klenbové pásy. Samotná únosnost takových kleneb v podélném směru stanovená na běžných prutových modelech bývá vysoká, klenby v podélném směru mají zatížitelnosti dosahující hodnot V_n = 40 t, V_r = 60 t; často vyhovují i požadavkům pro třídu A. Za příčinu podélných trhlin lze na základě průzkumů porušených konstrukcí označit nejen působení zvýšeného zemního tlaku na čelní stěny, ale také prostorové působení konstrukce. Zvýšený zemní tlak vzniká zejména u kleneb silničních, jejichž nivelety byly průběžným převrstvováním zvýšeny někdy až o 1,2 m. Jeho nárůst je dále podpořen zvýšenými podporovými tlaky současných vozidel, která zajíždějí bezprostředně k okrajům mostu a několikanásobně zvýšenou intenzitou dopravy oproti době jejich vzniku. Na obr. 1 je uvedeno takové převrstvení na klenbě na silnici I. třídy. Zvýšený zemní tlak násypu nad klenbou postupně odsouvá čelní stěny, které strhávají okrajové části kleneb o šířkách 0,8 až 1,5 m. U železničních kleneb ale k navýšení násypu ani k pojíždění v blízkosti okrajů nedochází. Ty bývají porušovány velmi často podélnými trhlinami procházejícími středem kleneb. Je tedy zřejmé, že je výše uvedenými příčinami vysvětlit nelze a že je třeba problém analyzovat podrobněji. Příčinou těchto dalších trhlin (většinou kolem středu převáděné komunikace) jsou příčné tahy a příčné ohybové momenty vznikající prostorovým působením klenby, což lze ukázat pomocí prostorových skořepinových modelů.

Podélné trhliny vytvářejí přirozené skuliny pro vnik a trvalé odvádění srážkové vody. Často dochází k rozsáhlému vymílání násypu nad klenbou a za opěrami. Rozšiřování podélných trhlin se s časem zrychluje hlavně účiny ledu v zaplavených trhlinách v zimním období. Ponechání konstrukce bez opravy vede až ke zřícení okrajových částí kleneb a k havarijním opatřením (zužování provozu po mostě), ačkoli jejich působení v podélném směru je neporušené. Je zřejmé, že podélné trhliny často vyřazují z provozu jinak dostatečně únosné klenbové mosty a že spolehlivá sanace těchto trhlin, resp. zesilování kleneb v příčném směru je žádoucí.

KONSTRUKČNÍ SYSTÉM
Příčné předpětí kleneb lze aplikovat jako součást konstrukčního systému, který se skládá z nových čelních stěn a z předpínacích kabelů (obr. 2). Toto spojení je výhodné, protože v nových, často rozšiřujících železobetonových čelních stěnách, je možné kabely zakotvit osvědčeným způsobem a prostřednictvím nových čelních stěn lze dosáhnout téměř rovnoměrného roznosu sil v kotvách do zdiva klenby. Vlastní stabilita rozšiřujících stěn ve svislé rovině je zajištěna silami v kotvách, stěnovou tuhostí opěr a prostorovou tuhostí již zesílené klenby. Síly v kotvách vytvářejí ve vodorovném směru rovnovážnou soustavu. Kabelové dráhy využívají všechny běžné konstrukční detaily a postupy metody náhradních kabelových kanálků. Kromě stability čelních stěn je třeba kontrolovat maximální velikost předpětí ve zdivu klenby a opěr působícího rovnoběžně s ložnou spárou kusového staviva. Nové stěny lze navrhnout jako relativně tenké železobetonové stěny, jejichž převažující namáhání je ale deskové. Jejich vlastní tíhu během výstavby přenášejí malé plošné základy (patky, pásy), po předepnutí se zdivem klenby se namáhání časem přerozdělí a jejich tíha je přenášena základy původních mostních opěr. Tvar čelních stěn lze snadno přizpůsobit překážce (korytu vodoteče apod.). Velkou výhodou uvedeného konstrukčního systému je snadné rozšíření vozovky na mostě, případně zřízení chodníků, prostřednictvím mohutných konzol, jež lze snadno vysadit na obě strany čelních stěn. Na obr. 3 jsou uvedeny realizované rekonstrukce klenbových mostů na silnicích I. nebo II. třídy.

NÁVRH ČELNÍCH STĚN A PŘEDPÍNACÍCH SIL
Velikost přepínacích sil je svázána se stabilitou čelních stěn. Nové čelní stěny jsou stabilizovány silami v kotvách, které je přitlačují k původním stěnám, případně k samotné klenbě. Tyto síly je možné vyšetřit jako síly v myšlených podporách, kterými jsou kotvy na skutečné konstrukci. Podpory je nutné modelovat jako nelineární (jen tlakové), aby vystihovaly opření stěny o klenbu a nebránily její deformaci ve směru od klenby. Síly v kotvách se musí navrhnout větší, než vyšetřené podporové reakce. Použije-li se k návrhu výpočet podle dovolených namáhání, je třeba použít koeficient bezpečnosti 1,5. Použije-li se již teorie mezních stavů (EN), potom je bezpečnost zaručena již dílčími součiniteli zatížení, resp. předpětí a použití bezpečnostního koeficientu není nutné. V běžných případech lze nové čelní stěny vyšetřovat jako desky (obr. 4, deskové namáhání silně převládá) zatížené zemním tlakem silničního tělesa a násypu, podporované právě v místě kotev a v úrovni základů. Zemní tlak je nutné zvýšit o účinek nahodilého zatížení. Obrazec zemního tlaku je potom lichoběžníkový a lineárně narůstá s hloubkou. Na straně bezpečnosti se tuhosti původních čelních zdí zanedbávají. Vzhledem k proměnnému tvaru čelních stěn a zatížení rostoucímu s hloubkou násypu lze doporučit modelování čelních stěn pomocí MKP; základním prvkem zvolit deskový prvek s vlivem smyku. Na tomto modelu se určí podporové reakce a vnitřní síly (momenty) pro dimenzování betonářské výztuže. Modelem se také kontroluje deformace nových čelních stěn (obr. 5). Lze doporučit, aby deformace konců čelních stěn vodorovně nepřestoupila hodnotu w_h = l_s/350, kde ls je rozpětí náhradní vodorovné konzoly s vetknutím v ose klenby.

Podporové reakce v místě kotev pak určují minimální velikosti předpínacích sil (obr. 5). Velikost příčného předpětí v průřezu klenby lze posuzovat naprosto shodně, jako je uvedeno u zděných konstrukcí [3]. V běžných případech by nemělo přestoupit 20 % výpočtové pevnosti zdiva v tlaku kolmo k ložné ploše. Velikost příčného předpětí v klenbě lze určit jednoduše jako na průřezu: plochou vzdorujícího průřezu je plocha podélného řezu klenbou a opěrami, působící silou a působištěm jsou výslednice sil v kotvách a těžiště všech kotev. Přesněji je možné velikost předpětí určit na skořepinovém modelu klenby opět pomocí programů MKP, které modelují klenbu včetně nových čelních stěn.

DEFORMACE ZDIVA KLENBY PŘI PŘEDPÍNÁNÍ
Dosud nebyla blíže studována otázka, jak reaguje zdivo původní klenby a zdivo opěr na horizontální předpínání (rovnoběžně s ložnou spárou kusového staviva). To je potřebné pro odhad ztrát předpětí. Vzhledem k malým úrovním předpětí (do 20 % pevnosti zdiva, ve skutečnosti 0,1 až 0,3 MPa) lze očekávat, že přetvoření nebude velké a že bude podobné, jako přetvoření při namáhání kolmo k ložné ploše. Neznámou je také spolupůsobení ulehlých násypů a zásypů za opěrami (za klenbou) a také spolupůsobení základové spáry (zjednodušeně „tření“ v základové spáře). V dalším textu jsou uvedeny získané výsledky měření přetvoření. Měření deformační odezvy na vodorovné předpínání mostních kleneb alespoň krátkodobě (měření při předpínání) bylo prováděno autory článku patrně vůbec poprvé.

POPIS MĚŘENÉ KONSTRUKCE A ZPŮSOB MĚŘENÍ
První sledovanou konstrukcí byla mostní klenba na silnici I. třídy ve městě Semtín [5]. Vlastní klenba je tvořena válcovou klenbou se střednicí ve tvaru kruhové úseče z cihelného zdiva tl. 450 mm. Zdivo klenby bylo ukončeno pískovcovými kvádry. Původní čelní stěny a opěry byly zhotoveny z kamenného zdiva. Zdivo opěr bylo tvořeno pískovcem až slepencem, čelní stěny patrně vápencem. Malta byla vápenná, částečně vyplavená tř. 0,2 až 0,4. Rozpětí klenby bylo 4,5 m, šířka klenby (mostu) 10 m, délka nově zhotovených čelních stěn 18,4 m. Schéma rekonstrukce je uvedeno na obr. 6.

Základním důvodem rekonstrukce bylo vyklánění obou čelních stěn mostu a říms s následným vznikem podélných trhlin mezi klenbou a čelními stěnami v šířce 20–30 mm na straně po vodě a kolem 10 mm na straně proti vodě. V souladu s výše uvedeným charakterem poruch bylo zesílení klenby navrženo tak, že se k původním čelním stěnám z kamenného zdiva přibetonovaly nové železobetonové stěny, jejichž stabilita se zajistila příčným předpětím. Zatížitelnosti mohly být stanoveny z podélného směru (vyhovoval pro tř. A), aniž by byly snižovány poruchami v příčném směru. Tím došlo také k sanaci klenby zmonolitněním v příčném směru a tedy k vyloučení vlivu podélných trhlin na stabilitu a další chátrání konstrukce.

Čelní stěny byly stabilizovány příčným předpětím volnými předpínacími kabely. Kabely byly sestaveny ze tří předpínacích lan Ls 15,7 mm NPE (chráněná předpínací lana proti korozi, monostrendy, výrobce Austria Draht).

Do původní kamenné klenby se provedly náhradní kabelové kanálky o průměru 52 mm pro uložení předpínacích lan. Kabelové kanálky byly tvarovány do tvaru vzpínadla a vedly pod sklonem 10 stupňů k vodorovné v radiální rovině. Vrtaly se z prostoru klenby směrem k čelům. Na spodním povrchu kamenné klenby byly kabely uloženy do drážek profilu 70 × 50 mm. Drážky byly vytvořeny diamantovými řezacími ručními stroji (diamantové řezné kotouče na suché řezání). Nové železobetonové stěny se přibetonovaly k původním čelům a zbytkům snížených čelních zídek. Poruchy původní konstrukce jsou zobrazeny na obr. 7.

Měření horizontálního přetváření při předpínání bylo provedeno na třech měřicích základnách délky 2,2 m (obr. 7). Základny byly vytvořeny ocelovými pylony zakotvenými do zdiva klenby a lešenářskými trubkami. Snímání deformací bylo prováděno indukčnostními snímači dráhy WETA 2 mm s rozlišením 0,001 mm. Snímání napínací síly bylo povedeno snímačem síly Proceq 200 kN. Přetváření bylo při průběžně zaznamenáno měřicím počítačem. Teplota v průběhu měření byla prakticky stálá +5 °C.

Předpínání klenby bylo zahájeno po vytvrdnutí výplňových a těsnicích injektáží. Vyplnily se všechny trhliny mezi původními čely a zdivem klenby, bývalá pracovní spára v ose komunikace a provedly se navržené těsnící injektáže prostoru nad rubem klenby přes otvory, kterými bylo zdivo předtím provrtáno. Předpínací síly byly do klenby vnášeny rovnoměrně, aby byl vyloučen vliv nestejnoměrného napínání na posun přibetonovaných stěn. To bylo provedeno tak, že nejprve bylo napnuto lano č. 1 ve všech čtyřech třílanových kabelech, následně lano č. 2 a potom lano č. 3. Předepnutí klenby se provádělo jednolanovou napínací pistolí z jedné strany klenby. Předtím se na druhé straně klenby lana ručně zakotvila do jednolanových tříčelisťových objímek. Lana se napínala ve stupních po 20 kN až do hodnoty předepsané napínací síly. V těchto stupních bylo postupováno opatrně a to tak, že vždy po dosažení síly příslušného stupně t.j. 20, 40, 60, 80, 100 atd. bylo kontrolováno chování klenby, t.j. zda nedochází k nežádoucím deformacím případně k místnímu drcení. Též byl kontrolován deformační projev předpínané klenby. Klenbu bylo možné předepnout na plné napínací síly v lanech (180 kN).

PŘETVOŘENÍ ZDIVA KLENBY
Časový průběh ukázal, že stlačení zdiva narůstalo rovnoměrně ve všech měřených základnách. Při napínání jednotlivých lan se zdivo stlačovalo bezprostředně během vnášení předpětí, po zakotvení každého lana se projevovala tendence ustálení nárůstu. Po ukončení předpínání (po napnutí posledního lana) nárůst stlačení ustává.

Závislost přetvoření (stlačení) zdiva na velikosti vnesené síly je vedena na obr. 8.

Z výsledné závislosti lze vyvodit následující závěry:

1. Kabely bylo možné napnout na přepokládané a navržené síly 3 × 180 kN = 540 kN v jednom kabelu. Tyto síly byly dostačující z hlediska stability konstrukce popisované v bodě 2. Při těchto silách nedocházelo k žádným nežádoucím projevům (praskání, drcení apod.). Zmonolitněná konstrukce se chovala klidně. Zdivo se stlačovalo prakticky lineárně, tedy předpínání probíhalo v pružné oblasti chování zdiva. Z toho vyplývá, že původní podélné trhliny v klenbě (mezi cihelnou klenbou a původními kamennými čelními stěnami) byly ze statického hlediska řádně vyplněny injektáží, neboť nedocházelo k posunům bez vzrůstání přepínací síly. Dodatečnou injektáží tedy je možné pomocí vyvrtaných otvorů vyplnit spolehlivě trhliny a kaverny, které vznikly při porušování původní klenby.
2. Levá strana klenby (oblast levé opěry) byla mírně měkčí – více se stlačovala. Rozdíl je 10 % oproti průměrné hodnotě; to je prakticky nevýznamné. Zdivo klenby se stlačovalo bez ohledu na soudržnost mezi klenbou a konsolidovaným násypem (rekonstrukce probíhala za provozu bez odtěžení násypu) a bez zřetelného vlivu opření nových čelních stěn o původní zdi a násyp. Vliv těchto vazeb tedy není velký a při relativně malých hodnotách stlačení se projevuje prakticky jen tuhost klenby a opěr ve vodorovném směru.
3. Průměrné maximální dosažené stlačení v patách klenby bylo 0,27 mm/m´; ve vrcholu 0,28 mm/m´. To je téměř konstantní stlačení konstrukce po výšce v příčném směru a dokladuje dobrý návrh předpínacích sil a také kvalitní provedení rekonstrukce. Přetvárné chování konstrukce je v souladu s předpoklady uvedenými v bodě 2 a lze je považovat za potvrzení uvedeného systému rekonstrukce mostních kleneb.

KLENBA Z KAMENNÉHO ZDIVA S ROZŠÍŘENÍM
Most na silnici I. třídy (obr. 9) byl poškozen podélnými trhlinami do té míry, že jeho čelní zdi byly několik let podepřeny. Nosnou konstrukcí byla eliptická klenba z kamenného zdiva. Zdivo bylo vyzděno na okrajích klenby z žulových kvádrů čistě špicovaných, uvnitř v ploše klenby z kvádrů hrubých na spáru pololožnou. Rozpětí klenby bylo 3,3 m, šířka mostu (klenby) 10 m.

Důvodem rekonstrukce silniční mostní klenby bylo vyklánění obou čelních zdí mostu s následným vznikem podélných trhlin mezi klenbou a čelními zídkami v šířce 20 – 40 mm a podélných vlasových trhlin šířky 2 mm v třetinách klenby, procházejících až do poloviny výšky opěr. Špatným stavebním stavem kamenného zdiva všech šikmých svahových křídel došlo k jejich deformaci. Aktivním zemním tlakem došlo k porušení stability obou čelních zdí, což ohrožovalo bezpečnost mostní konstrukce. V roce 2002 bylo provedeno dočasné zajištění stability čelních zdí zapažením výdřevou (obr. 9).

Rekonstrukce klenby byla navržena systémem dodatečného příčného předpětí s přibetonovanými čely. Tím došlo k sanaci klenby jejím zmonolitněním v příčném směru a tedy k vyloučení vlivu podélných trhlin. Dosáhlo se rozšíření mostu na budoucí volnou šířku 9,5 m a převedení plánované cyklostezky přes koryto potoka vyložením římsy na straně po vodě. Tato šířka zatím nebyla využita pro silniční provoz, neboť šířkové poměry silnice před a za mostem jsou užší. Rozšíření mostu, provedené v rámci rekonstrukce, bude využito při plánované rekonstrukce celého silničního tahu.

Čelní stěny jsou stabilizovány příčným předpětím předpínacími kabely. Kabely jsou sestaveny ze tří předpínacích lan Ls 15,7 mm NPE (chráněná předpínací lana proti korozi). Kabely se ve zdivu umístily do náhradních kanálků a drážek, které byly po předepnutí mostu vyplněny injektáží a zapraveny. S ohledem na havarijní stav byly kabely napínány ve dvou fázích. Nejprve byly napnuty kabely v patách klenby a po zhotovení čelních stěn v celé výšce byly napnuty kabely zbývající. Na obr. 10 je ukázka mostu po dokončení a klenby po předepnutí, na obr. 11 je uvedeno relativní stlačení zdiva uprostřed klenby vlivem vnášené přepínací síly.

Průměrné max. stlačení v patách klenby dosáhlo 0,22 mm/m´; ve vrcholu pouze 0,085 mm/m´. Zatímco stlačení v patách je obdobné jako u předchozí klenby, výrazně menší stlačení ve vrcholu klenby zasluhuje vysvětlení.

Naměřené stlačení bylo porovnáno s teoretickými modely [6], v nichž byly klenba a čelní stěny modelovány skořepinami. Shodného výsledku se dosáhlo s modelem, který se skládal pouze z opěr a z klenby a tuhost čelních stěn a násypu za nimi byly zanedbány. To odpovídá způsobu výstavby této rekonstrukce, kdy došlo k úplnému odbourání původních čelních stěn, nové se bednily do oboustranného bednění a teprve po jejich dokončení byl proveden a zhutněn násyp. Celkové stlačení zdiva klenby v patách a tedy i opěr v jejich horní části se shoduje s výsledky předchozí klenby a po vynásobení šířkou mostu dostáváme absolutní hodnotu stlačení v příčném směru mezi 2 až 3 mm.

To je téměř konstantní stlačení konstrukce po výšce v příčném směru a dokladuje dobrý návrh předpínacích sil a také kvalitní provedení rekonstrukce. Přetvárné chování konstrukce je v souladu s předpoklady uvedenými v bodě 4 a lze je považovat za potvrzení uvedeného systému rekonstrukce mostních kleneb.

ZÁVĚR
Popsaná metoda zesilování a rozšiřování zděných mostních kleneb tenkými železobetonovými čelními stěnami stabilizovanými příčnými kabely má řadu výhod. Je jednoduchá a současně efektivní. Lze ji provádět za zúženého provozu jedním jízdním pruhem středem mostu. Náklady na rekonstrukci činí průměrně 40 % ceny nového mostu. Je-li kvalita zdiva vyhovující (kamenné zdivo téměř vždy, cihelné podmíněně), lze ji vždy doporučit. Přetváření klenby v procesu předpínání ukazuje na velmi malé až zanedbatelné ztráty předpětí a na předvídatelnost použitých statických přístupů.

Tento výsledek byl získán za finančního přispění MŠMT ČR, v rámci výzkumného záměru MSIM 0021630519 „Progresivní spolehlivé a trvanlivé nosné stavební konstrukce“.

Literatura :
[1] Klusáček, L.: Podélné trhliny v klenbách z kusových staviv. Časopis Beton a zdivo, 1993, ISSN 1211-5444
[2] Klusáček, L.: Zesilování betonových a zděných konstrukcí předpětím. Sborník příspěvků semináře „Zesilování betonových a zděných konstrukcí“, Brno: Česká betonářská společnost, ČBS, 05/2005, s. 113–119. ISBN: 80-903501-6-X
[3] Bažant, Z., Klusáček, L.: Statika při rekonstrukcích. 4 vydání. VUT Brno, CERM 2008
[4] Klusáček, L.: Rekonstrukce mostu ev. č. 34-048 Ransko. DSP 2005, RDS 2006. Zesílení mostní klenby na tř. A. Realizace 2006
[5] Klusáček, L., Strnad, J.: Statické zesílení mostní klenby ev. č. 36-006 Semtín. DSP 2006, RDS 2006. Zesílení mostní klenby na tř. A. Realizace 2006
[6] Strnad, J.: Vliv dodatečného předpětí na přetváření zděných kleneb a metodika jeho měření. Disertační práce. FAST VUT v Brně. 2009

RECENZE/REVIEW
Autoři se zabývají dlouhodobě progresivními způsoby stabilizace kleneb v pozemním a dopravním stavitelství, zejména dodatečným předpínáním. Článek uvádí původní metodiku návrhu a realizace rekonstrukce klenbových mostů betonovými čely a příčnými přepínacími kabely. Je pozoruhodné, že autoři věnovali nevšední úsilí měření deformační odezvy těchto složitých konstrukcí (z hlediska všech jejich vnějších vazeb) při předpínání. Tato měření jsou zcela originální a zjevně potvrzují oprávněnost použitých statických konstrukčních přístupů. Článek považuji za přínosný a inspirativní nejen pro technickou veřejnost, ale také pro správce mostních objektů a investory oprav.

doc. Ing. Zdeněk Bažant, CSc., bazant.z@fce.vutbr.cz,
Ústav betonových a zděných konstrukcí
Fakulta stavební, VUT v Brně

Reconstruction Of Masonry Arch Bridges Using Concrete Face Walls And Transversal Prestressing Cabels
The article describes the new way of reconstruction and strengthening of masonry arch bridges cracked in longitudinal direction and failed by deflection of the face walls. The barrel vaults are separated by them into partial masonry arches without load bearing connection in transversal direction. Those constructions are about 150 years old. They are narrows on the road system, too. This paper presents the strengthening method of masonry arch bridges using transversal post-tensioning. This method is very useful not only for strengthening in transversal direction, but widening of masonry arches can be taken as secondary effect. There is described deformation effect of transversal post-tensioning using examples of two bridges on the 1st class roads.

Autoři

• Doc. Ing. Klusáček Ladislav CSc.
• Ing. Strnad Jiří