Závěry z tenzometrického měření Jezernického viaduktu.

V roce 1999 až 2001 proběhla rekonstrukce tzv. Jezernického viaduktu, evidovaného jako železniční most v km 203,000 trati Přerov – Petrovice u Karviné – st. hr. Most má v koleji č.1 nově vybudovanou nosnou železobetonovou klenbovou konstrukci, na níž v průběhu výstavby a rok po dokončení bylo prováděno tenzometrické měření. Předkládáme tímto první závěry z tenzometrického měření nové nosné konstrukce a nava-zujícího geodetického měření. Závěry jsou přednostně zaměřené na důsledky pro zatížitelnost a přechodnost.

Úvod

Jezernický viadukt má bohatou historii související s výstavbou železničních tratí u nás tj. v daném případě s výstavbou „Severní dráhy císaře Ferdinanda“. Leží mezi železničními stanicemi Lipník nad Bečvou a Drahotuše a na železniční trati z Vídně do Krakova je nejdelším železničním mostem na přirozené historické cestě procházející „Moravskou branou“. Význam tohoto spojení severu a jihu Evropy se nejen nezmenšuje, ale dále roste.

Popis původního mostního objektu

Mostní objekt se skládá ze 2 relativně samostatných částí daných odlišnou dobou výstavby částí pod kolejí č.1 a č.2. Objekt má 42 otvorů rozdělených ze stavebních důvodů do 7-mi sekcí, u opěr (v koleji č.1) a mezi sekcemi jsou polokruhové klenby o světlosti cca 5,7 m s oboustranně zesílenými pilíři, vlastní sekce mají 5 polokruhových kle-neb (u opěr v koleji č.1 jen 4 klenby) o světlosti po cca 7,6 m. Délka přemostění je 407,14 m, délka mostu 426,44 m. Výška mostu je cca 14 m.

• Nejstarší část (dnes pod kolejí č.1 tj. ve směru kilometráže z Vídně část pravá) byla budována v letech 1841 až 1845 jako jednokolejná. Spodní stavba je kamenná, opěry a pilíře jsou založeny v nivě Jezernického potoka na dubových roštech. Nosnou konstrukci původně tvořily cihelné klenby, nadklenbové zdivo je opět kamenné.
• Novější část (dnes pod kolejí č.2 tj. ve směru kilometráže z Vídně část levá) byla budována v letech 1870 až 1873 pro další kolej v těsné návaznosti na sousedící původní část z let 1841 až 1845. Podle zachovaných plánů výstavby byly nové základy, dříky opěr i pilířů, úložné prahy i nosné klenbové části, oddilatovány pouze pracovní spárou. Světlosti otvorů (s výjimkou otvorů přiléhajících k opěrám) byly zachovány stejné jako v koleji č.1. Materiál a postup výstavby spodní stavby je obdobný jako v koleji č.1. Tentokrát však byly nosné klenbové konstrukce z cihel nahrazeny kamenným zdivem.

V průběhu let 1845 až 1998 podléhal most klimatickým změnám, různorodému sedání základového podloží a postupnému nárůstu železničního zatížení, a tím i řadě stavebních zásahů. Pilíře byly postupně v různé míře za provozu přezdívány a injektovány, nosné cihelné klenby byly ve značném rozsahu (v závislosti na míře vzniku trhlin) přezdívány různorodým materiálem tak, že před rekonstrukcí probíhalo přezdívání prakticky kontinuálně (zednická četa 1 + 5 pracovníků). Nadklenbové kamenné zdi v závislosti na vychýlení a vznikajících trhlinách byly rovněž přezdívány, event. stahovány ocelovými táhly ukončenými litinovými či ocelovými roznášecími plotnami. Současně v závislosti na dalších závadách byly prováděny práce na místní obnově hydroizolace kleneb, úpravy odvodňovačů atd.

Rekonstrukce mostu

Na základě usnesení vlády ČR č.77 z 16.2.1994 a č.432 z 9.8.1995 pro I. a II.železniční koridor byla zahájena modernizace a optimalizace železniční sítě. Projektovou přípravu zahájilo vypracování „Územně technické studie na rekonstrukci Jezernického a Hranického viaduktu“ v roce 1996. V letech 1997 a 1998 byla vypracována nejprve přípravná a poté projektová dokumentace rekonstrukce Jezernického viaduktu jako součást „Modernizace úseku železniční tratě Přerov – Hranice. Studii i projektovou dokumentaci [1] vypracoval SUDOP Praha a.s. Rekonstrukce mostního objektu byla rozdělena na 2 samostatné mostní stavební objekty s tím, aby byly rekonstrukcí zajištěny tyto rozhodující parametry:

• Únosnost mostu pro návrhové zatížení 1.třídy kategorie mostů ve smyslu platného výnosu FMD ČSSR tj. předpisu 18/86-PMR tj. pro větší z účinků 2 schémat (těžký zatěžovací vlak ČSD T x specielní zatěžovací schéma SZS ČSD) dle ČSN 73 6203 / 1987. (tj. výhledovou možnost zvyšování současného provozního zatížení omezeného účinností traťové třídy zatížení D4 při rychlosti 120 km/hod).
• Průchodnost a navazující bezpečnost železničního provozu dodržením mostního průjezdného průřezu MPP 3,0 ve smyslu ČSN 73 6201 pro dvoukolejnou trať s osovou vzdáleností kolejí 4,0 m.
• Možnost osazení stožárů a provozování stejnosměrné napájecí elektrické trakce.
• Zvýšení stávající nejvyšší traťové rychlosti ze 110 km/hod na 120 km/hod pro klasické vlakové soupravy a na 160 km/hod pro naklápěcí osobní vlakové soupravy (jednotky řady 680 – tzv. PENDOLINO)

Rekonstrukce části mostu SO 65-80-03 (v koleji č.1) zahrnula výstavbu nových železobetonových nosných kleneb obložených dle požadavků památkového úřadu cihla-mi (s využitím původního nadklenbového zdiva), sanaci spodní stavby (injektáž, spáro-vání, sepnutí vysokopevnostní ocelovou výztuží), provedení roznášecí desky řešící současně odvodnění a izolaci kolejového lože. Rekonstrukční práce provedla f-a DS Holding a.s. v roce 2000 – 2001, hlavní prohlídka proběhla 3. až 7.9.2001. Rekonstrukce části mostu SO 65-80-04 (v koleji č.2) zahrnula sanaci kamenných nosných kleneb sanaci spodní stavby (injektáž, spárování, sepnutí vysokopevnostní výztuží), provedení roznášecí desky řešící současně odvodnění a izolaci kolejového lože. Rekonstrukční práce provedla f-a Subterra a.s. v roce 1999 – 2000, hlavní prohlídka proběhla 28.8. až 1.9.2000.

Materiálové odchylky od projektu

V průběhu realizace rekonstrukčních prací byly postupně řešeny některé podstatné odchylky od původně zpracovaného projektu a s tím souvisejícího pohledu na statické chování konstrukcí.

A. Při výstavbě části mostu pod kolejí č.2 v roce 1870 – 1873 měla být vybudována (jak bylo ověřeno ve Státním archivu ve Vídni) rovněž nová nadklenbová zeď na kamenných klenbách mezi kolejemi. Tato však nebyla vůbec provedena a musela být při rekonstrukci (v roce 1999 – 2001) nahrazena v prvé fázi mikrozáporovou stěnou kotvenou do kamenné klenby a v další fázi doplněna vyztuženou stěnou ze stříkaného betonu. Současně v místě výklenků nad zesílenými pilíři byl proveden konzolovitý podklad pro udržení štěrkového lože v koleji č.2.

B. Oproti přípravné dokumentaci namísto hubeného či mezerovitého betonu uvažovaného jako výplň mezi nosnou klenbovou konstrukcí a nasazenou roznášecí deskou měl být použit lehký výplňový beton (pěnobeton s popílkocementovou výplní) o objemové hmotnos do 1000 kg/m3 pevností v tlaku cca 1,0 MPa. Podle výsledků zkoušek krychlí z laboratoře dodaných zhotovitelem [2] byly objemové hmotnosti 841 - 1095 kg/m3 a pevnosti v tlaku 0,9 - 1,3 MPa. Realizován byl [3] ale pěnobeton, který má značně různorodé pevnosti v tlaku 2,0 – 18,0 MPa s objemovou hmotností cca 1175 až 1670 kg/m3 a který vykazoval v počáteční fázi lití teplotu cca 90°C. Průměrně je navíc v každém krychlovém metru pěnobetonu 380 litrů volné vody.

C. Nosná klenbová železobetonová konstrukce byla navržena z betonu zn. 350 (C25/30-2bb), modul pružnosti nebyl předepsán. Podle výsledků zkoušek krychlí z laboratoře dodaných zhotovitelem [2] byly objemové hmotnosti 2161 - 2294 kg/m3 a min. pevnosti v tlaku 31,1 – 40,4 N/mm2 a průměr. pevnosti v tlaku 36,2 – 45,4 N/mm2. Ve sledovaných otvorech č. 40 (42) byl realizován [3] beton objemové hmotnosti 2140 - 2240 kg/m3, min. pevnosti v tlaku 24,9 (28,9) MPa [ČSN požaduje min. 29 MPa], průměr. pevnosti v tlaku 26,4 (32,1) {ČSN požaduje min. 35 MPa}.

Statický výpočet a výpočet zatížitelnosti dle projektu [1] z prosince r.2000

Výpočetní model použitý (viz obr.1) předpokládá:

• Posuzování pouze tzv. velkých kleneb sekce (malé jsou o 30% únosnější)
• Rovinný průmět sekce 5-ti kleneb do svislého řezu rovnoběžného s osou kolejí
• Patky kleneb jsou spojeny na pilířích tuhými rameny ( ta jsou prostě uložena)
• Eliptická střednice kleneb je nahrazena polygonem o 24 prutech
• Spodní stavba se chová tak, že nosná konstrukce je stavebně spojitá, ale staticky se chová jako jednotlivé klenby. Stlačení ani ssednutí pilířů se nepředpokládá
• Využití programu IDA NEXIS 32

Obr.1 – Prutový model a charakteristický příčný řez dle projektu

Velikosti napětí a zatížitelnosti navržené a realizované nosné konstrukce:

Dle projektu [1]					Tenzometrie[4]
Posuzovaný prvek klenby	Číslo prutu	Materiál klenby	Maximální velikost normálového napětí	Zatížitelnost ZUIC	Zatížitelnost ZUIC
patka – 0 l	24	beton	-9,30 MPa	2,60	~ 12,00
patka – 0 l	24	výztuž	221,12 MPa	1,37	~ 12,00
střed – 1 l	19	beton	-8,45 MPa	3,36	~ 10,00
střed – 1 l	19	výztuž	175,94 MPa	1,47	~ 10,00
vrchol – 1 l	13	beton	-12,04 MPa	2,12	~ 8,00
vrchol – 1 l	13	výztuž	200,93 MPa	1,44	~ 8,00

Tenzometrické a souběžné geodetické měření

Investor (ČD s.o.) v souladu s názorem projektanta požadoval zajištění zatěžovací zkoušky reprezentativní části mostu. Důvodem bylo především to, aby byla zjištěna skutečná zatížitelnost prvků mimořádného mostního objektu, neboť již v době předprojektových prací řešil možnost výhledového zvyšování provozního zatížení na nejdůležitějším železničním tranzitním tahu ČR. Oproti současnému nejvyššímu provoznímu zatížení reprezentovanému traťovou třídou (zatížení) D4 s hmotností náprav 22,5 tun se v roce 2003 již zavádí traťová třída E5 s hmotností náprav 25,0 tun a zvažovala se ve vzdálenějším výhledu i hmotnost 30 tun. Účinnost tohoto zatížení je již srovnatelná s návrhovým zatížením a v podstatné míře souvisí s maximální přípustnou rychlostí. Od počátku rovněž bylo jasné, že nelze požadovat zatěžovací zkoušku dle ČSN 73 6209, neboť podmínka dodržení minimální velikosti součinitele b (0,80) je u masivních klenbových konstrukcí nedosažitelná. Byl proto požádán Ústav betonových a zděných konstrukcí VUT Brno o provedení tenzometrického a souběžného geodetického měře-ní při zkušebním zatěžování rekonstruovaných konstrukcí.

Ověření materiálových charakteristik a upřesňování výpočetního modelu pro numerickou analýzu

 Materiálové charakteristiky nosné klenbové konstrukce byly ověřeny v rámci „Projektu měření JVC“ [3]. Některé výsledky s porovnáním charakteristik předkládaných zhotovitelem při hlavní prohlídce [2] byly již uvedeny v části „Materiálové odchylky od projektu“. Charakteristiky pilířů a základových poměrů byly převzaty z projektu.

Výpočetní model byl postupně zpřesňován v závislosti na nutnosti zachytit:

• Skutečný tvar kleneb vyplývající z geodetického měření,
• charakteristiky všech použitých materiálů (železobeton, pěnobeton, extrudovaný polystyrén, cihly),
• pružné vlastnosti pilířů vč. jejich ssedání a
• vliv nerovnoměrného rozložení teplotního zatížení.

Výsledný výpočetní model použitý předpokládá: 

• Posuzování kleneb v otvoru č.40 a 42 (v místě tenzometrie)
• Prostorový skořepinový model v systému XYZ
• Využití skořepinových (deskostěnových) makroprvků 2D
• Rozdělení makroprvků 2D železobetonové klenby po výšce na 4 a po délce na 16 makroprvků, obdobně makroprvky 2D modelující pěnobeton
• Využití programu IDA-NEXIS ve verzi 3.20.29 resp. 3.30.04

Tenzometrické měření a související interpretace

V průběhu provádění stavby byly pracovníky VUT Brno osazeny strunové tenzometry do nosné železobetonové konstrukce a pěnobetonu ( viz obr.2). Výsledné deformace byly po úvodním statickém zatěžování kontinuálně zaznamenávány cca 14 měsíců současně s teplotou.

Obr.2 – Umístění tenzometrů

Konstrukce oblouků byla sledována již v průběhu výstavby. Měření teplot ukázala, že konstrukce je významně vystavena i nerovnoměrnému teplotnímu spádu. To ukazuje, že je vhodné konstrukci dimenzovat i na nerovnoměrnou změnu teploty. Jistou neznámou je další chování pěnobetonu. Zatím nelze prokázat, že jeho pevnost v tahu je v kritických průřezech překonána (měřené tahy v pěnobetonu jsou cca 1 MPa) a že se mohutné vrstvy poruší tak, aby klenby JVC plně přenášely zatížení. To potvrzuje i numerická analýza. Pěnobeton tedy kromě roznášení i účinně spolupůsobí s oblouky a podílí se na přenosu zatížení. Po jeho možném porušení vlivem železničního provozu (cyklické namáhání), dále vlivem smrštěním od poklesu teploty a samovolným smrštěním postupným výdajem vody lze očekávat postupné rušení jeho nosné funkce a vyšší přenos zatížení na železobetonové oblouky. Z hlediska napětí ve výztuži a v betonu dominují účinky vlastní tíhy jednotlivých částí konstrukce. Účinky od nahodilých zatížení jsou minimální. Je zřejmé, že pro namáhání konstrukce je kromě zatížení (jen o málo zvýšené) rozhodující její tvar a rozpětí. Ty musely být voleny shodně s původními klenbami z cihelného zdiva, které mohly odolávat napětím v tlaku pouze na úrovni 1 až 2 MPa. Odlišně od numerické analýzy se konstrukce chová v prvních stadiích výstavby ( po odbednění) , kdy se vyskytovaly tahy v dolních vláknech ve vrcholech kleneb. Po zhotovení etapy I. pěnobetonu však vrcholové průřezy přešly do plného tlaku. Příkladem je graf na obr. 3 – hodnoty přetvoření ve vrcholu oblouku č. 40 během výstavby.

Obr. 3 Přetvoření ve vrcholu klenby 40 během výstavby

Patní průřezy jsou v úrovni horní výztuže vlivem stálého zatížení výrazně taženy a zde se projevuje zamýšlené a konstrukčně provedené plné vetknutí oblouků do patních bloků. Vetknutí je zvýrazněno zvětšením patních průřezů oproti vrcholovým. To na druhé straně činí konstrukci částečně citlivou na náhlé nerovnoměrné poklesy podpor, kdy počítačově simulovaný pokles pilíře o 50 mm vyvolává přírůstky napětí ve výztuži v patách o 30 až 50 MPa. Lze očekávat, že konstrukce snese i poklesy pilířů 200 až 250 mm bez vyčerpání únosnosti rekonstruovaných kleneb.

Zatížitelnost nosné konstrukce

Projektanty zvolený prutový statický model konstrukce poskytl bezpečné velikosti vnitřních sil a konstrukce je podle něho nadimenzovaná s rezervami i pro vlivy, se kterými nebylo uvažováno. Z rozboru účinků na železobetonové oblouky pomocí stěnového modelu vyplývá, že aktuální zatížitelnost oblouků ve vrcholu je cca 8 násobek UIC, ve čtvrtině 10 násobek a v patě 12 násobek UIC. S ohledem na spodní stavbu je nutno volit střízlivý přístup a přechodnost celé konstrukce příliš nezvyšovat. Původní plošné založení pilířů s problematickými dřevěnými rošty rezervy nevykazuje.

Roční sledování

Předmětem ročního měření bylo průběžné tenzometrické měření oblouku č. 40 po dobu 1 roku od ukončení výstavby a jedno geodetické měření na konci ročního intervalu. Konstrukce byla v 09/2001 předána do provozu a poté byl oblouk 40 sledován až do 11/2002. Příklad ročního sledování (zde teplot) je uveden na obr. 4. Je zřejmé, že teploty konstrukce sledují roční, zhruba sinusoidní průběh klimatických změn a že jednotlivé průřezy klenby jsou současně namáhány výrazným nerovnoměrným teplotním gradientem.

Obr.4 – teploty na klenbě v otvoru č.40 během ročního sledování

Geodetická měření [5] v průběhu výstavby prokázala značné přetvárné chování podzákladí (sedání JVC, ale i JVK) vlivem nárůstu zatížení během výstavby. Ssednutí pod-loží se shodovalo s následně prováděným výpočtem ssedání, i když časové zpoždění skutečného sedání je značné; může činit i půl roku až rok. Sednutí byly několik milimetrů. Je zřejmé, že vhodnější výpočtový model je takový, který modeluje spolu konstrukcí i podloží (pružný poloprostor, vrstvy podloží), případně který alespoň vystihuje zjednodušeně tuhosti podloží (pružinami, vazbami s pružnoplastickým chováním).
Geodetická měření (viz [3] Část 2) také prokázala značně velké přetvárné chování pilířů JVC při působení svislých sil (stlačení vlastních pilířů na jejich délce) i při působení vodorovných sil (naklonění pilířů). Tuhosti pilířů jsou tedy mnohem menší, než bylo předpokládáno a konstrukce se chová jako spojitá i po statické stránce. Pilíře nebrání významně pootáčení v patách. Lze doporučit, aby konstrukce viaduktů tohoto typu byly staticky modelovány kompexněji, tedy včetně vystižení tuhostí pilířů. Výpočet [3] ukazuje, že standardní výpočet pružného stlačení pilířů poskytuje srovnatelné hodnoty (průměrně) jako měření.

Závěr

• Nosná železobetonová klenbová konstrukce JVC byla navržena pomocí zjednodušeného prutového modelu zcela bezpečně. Namáhání betonu a výztuže jsou malá, konstrukce vykazuje značné rezervy.
• Výsledky naměřené při ověřovací statické zkoušce i ročního sledování a následný rozbor ukazují, že by i použití např. o 50% vyšších nápravových tlaků nevedlo na změnu chování konstrukce, pouze by byly v poměru vyšší nevýrazné účinky nahodilého zatížení.
• Měření prokázalo, že přetvárné chování podzákladí je značné. Je tedy vhodnější volit výstižnější modely (alespoň stěnové, lépe prostorové) konstrukce včetně modelování vlivu podloží a jeho změn pod pilíři. Také přetvárné charakteristiky pilířů nejsou zanedbatelné.
• Oproti předpokladům projektu se ostatní části konstrukce (pěnobeton, nasazená železobetonová deska, sousední JVK) výrazně podílí spolupůsobením na přenosu zatížení. Další vývoj tohoto spolupůsobení zasluhuje sledování alespoň v ročním intervalu.
• Bylo by vhodné vyhodnotit stav pěnobetonu (vlhkost, mechanické vlastnosti) v průběhu dalšího provozování viaduktu.
• Minimální hodnota zatížitelnosti prvku mostu, která rozhoduje o přechodnosti železničního zatížení je časově proměnnou veličinou. Minimální hodnota zatížitelnosti prvku, který rozhoduje o přechodnosti železničního zatížení je v rozmezí min. 1,50 – 2,00 UIC tj. objekt bude možno výhledově zatěžovat bezpečně krátkodobým nahodilým zatížením kolejovými vozidly s hmotností na nápravu 30 tun.

Podklady:

[1] Projekt stavby – ČD DDC, Modernizace úseku tratě Přerov – Hranice, SO 65-80-03 most v km 203,000 (JVC) a SO 65-80-04 most v km 203,000 (JVK), SUDOP Praha a.s. 03/1999
[2] Doklady předložené k hlavní prohlídce mostu SO 65-80-03 (kolej č.1) z 3. až 7.9.2001, vedoucí Ing. M.Teršel – ČD DDC, odbor stavební, oddělení mostů a tunelů
[3] Projekt měření JVC (Jezernický viadukt cihelný), VUT Brno – Fakulta stavební, 6/2001 – 9/2001
[4] KLUSÁČEK, L. a kol. - Projekt ročního sledování JVC (Jezernický viadukt cihelný), Část 1 - Tenzometrické měření přetvoření kleneb, VUT Brno – Fakulta stavební, 11/2002
[5] BUREŠ, J. a kol. - Projekt ročního sledování JVC ( Jezernický viadukt cihelný), Část 2 – Geodetické měření posunů a deformací kleneb, VUT Brno – Fakulta stavební, 11/2002

zpět na seznam