Zesilování starších konstrukcí s nízkou zbytkovou pevností betonů

V budovách, ať již pro občanskou, anebo pro průmyslovou výstavbu, se na území našeho státu jako nosný materiál používá beton prakticky již jeden a půl století. Nejprve se začal používat v základových konstrukcích a později i v klenbách stropních konstrukcí, na konci 19. století už i jako železový beton ve stropních konstrukcích formou moniérovských desek mezi ocelovými nosníky (viz např. s. 214 až 219 v [1]). Tyto stropní desky jsem viděl v budově Zemského domu II v Brně (dnešní Krajský úřad Jihomoravského kraje), který byl stavěn v letech 1908 až 1910. Desky jsou jako Monier-Decke použity v běžných podlažích pro kratší rozpětí (osové vzdálenosti ocelových nosníků) v tloušťce 140 mm (spodní i horní líc jsou rovnoběžné) a pod půdou nad posledním podlažím v celém půdoryse objektu. 

V nižších podlažích jsou použity Mátray-Decke, což byla obdoba Koenenových stropních desek, kdy je rovný pouze spodní líc stropní desky mezi ocelovými traverzami, ale horní líc má tvar obrácené klenby (uprostřed rozpětí s tloušťkou 160 mm a u nosníku i přes 300 mm). Vzdálenost ocelových nosníků se pohybuje od 1,6 do 2,75 m při světlosti podélných nosných zdí 6 až 6,25 m. Výztuž z drobnějších hladkých drátů není v těchto betonových deskách vedena kolmo na ocelové nosníky, ale šikmo pod úhlem 15 až 20 °, přičemž uprostřed rozpětí je výztuž při spodním líci desky, ale u traverz při horním líci desky. V obou případech – jak u Monier-Decke, tak i u Mátray-Decke – je výztuž kotvena obtočením (ovinutím) okolo stropních traverz a vlastní beton obsahuje i ostrá černá zrna strusky.

Ještě před Velkou válkou (1. světovou) se na našem území rozšířily betonové trámové stropy systému Hennebique a po válce byl jen krůček k běžněji vyztužovaným železobetonovým trámový stropům, nejprve se šikmými smykovými náběhy a později i bez nich.

Jak sílilo betonové stavitelství, vzrůstala potřeba vytvoření předpisů pro návrh betonových a vyztužených betonových konstrukcí. Pro navrhování u nás postupně platily následující předpisy a normy:

Z uvedeného výčtu je zřejmé, že metodika navrhování armovaných betonových průřezů postupně prošla od klasické teorie (dovolených namáhání) přes stupeň bezpečnosti až k mezním stavům, přičemž platnost posledního výše uvedeného předpisu byla zrušena k 31. 3. 2010. K tomuto datu byly veškeré používané předpisy pro návrh betonových konstrukcí nahrazeny normovými předpisy CEN (tzv. Eurokódy), které jsou stále platné (v poslední době prochází revizí). Zároveň jsou v platnosti tzv. zbytkové normy, kam byla z rušených českých (československých) norem přenesena upravená ustanovení, která buď nejsou obsažena v jednotlivých částech evropských návrhových betonářských norem, anebo doplňují jejich ustanovení (pro betonové pozemní stavby se jedná o ČSN 73 1201/2010 [2], kde jsou uvedeny i podmínky návrhu kotevních délek ve vztahu k soudržnosti hladké betonářské výztuže s betonem).

S ohledem na vývoj výztužných ocelí a poznatky o trvanlivosti betonu vzrůstaly požadavky na minimální tlakovou pevnost betonu. Podle přednormových předpisů se kvalita betonu předepisovala minimální krychelnou pevností (zkoušela se po šesti týdnech), přičemž minimální pevnost betonu podle dodatku z roku 1918 byla 130 kg/​​cm² s minimálním množstvím cementu 240 kg/​​m³ při poměru cementu s kamenivem 1 : 5. Pozdější předpisy již zvýšily minimální krychelnou pevnost betonu na 150 kg/​​cm² a navazující normové předpisy již hranici kontrolní krychelné pevnosti víceméně dodržují – např. ČSN 73 2001:1955 [4] požadovala pro železobeton minimální zn. 135 (odpovídá kontrolní pevnosti 13,5 MPa) a první norma pro mezní stavy [5] zavedla jako nejnižší přípustnou třídu železobetonu tř. I, jejíž kontrolní pevnost je opět 13,5 MPa. Další normový předpis [6] již zvedl minimální pevnost betonu na třídu B 12,5 s omezením výpočtového namáhání betonářské výztuže na 180 MPa. Stávající platná norma [7] zavedla pro železobetonové konstrukce požadavek minimální pevnostní třídy C12,5/15 (s kontrolní pevností 19 MPa). Z uvedeného je zřejmé, že na přelomu tisíciletí došlo k výraznějšímu zpřísnění požadavků na minimální pevnost betonu v tlaku, takže ani dříve hojně užívané betony zn. 135, resp. tř. I (a dokonce ani beton zn. 170 většiny prefabrikovaných betonových prvků ze 60. let a stěnových panelů nejrozšířenějších panelových soustav) již dnes nevyhovují minimálním požadavkům na pevnost betonu v tlaku pro železobetonové konstrukce (viz srovnání v tabulce).

Z materiálového hlediska betonářské výztuže předepisoval dodatek předpisu z roku 1918 pro svářkové železo dovo­lená namáhání v tahu na 1 000 kg/​​cm² a ve smyku na 600 kg/​​cm², zatímco pro plávkovou ocel tyto hodnoty zvýšil na 1 200 kg/​​cm², resp. na 700 kg/​​cm².

Ještě další úprava těchto předpisů (ustanovení z roku 1922) uváděla dovolená namáhání pro svářkové železo. Je proto zřejmé, že svářkové železo se jako betonářská výztuž používalo podstatně déle než u klasických ocelových konstrukcí, kde již neplatná norma pro posuzování stavebních konstrukcí při přestavbách [9] ve čl. P 2.1.1 pro ocelové konstrukce jako mezník ukončení používání svářkového železa uvádí rok 1905. Dále je nutné upozornit, že starší (prvorepubliková) technická literatura uvádí pro betonářskou výztuž používání i čtvercového či obdélníkového průřezu a ve starších systémech i používání tuhých výztužných vložek.

Problematika návrhu zesílení, resp. posudku únosnosti zesílených železobetonových průřezů je nesmírně obsáhlá. Při změně statického působení spojené navíc s aplikací nového betonu jako zesilující části prvku je i velmi náročná na matematicko-fyzikální znalosti posuzovatele. Vždyť je nutné uvážit spolupůsobení původní (zesilované) a zesilující části betonové konstrukce (průřezu) v čase včetně redistribuce napětí po zesíleném průřezu i vlivem dotvarování a změny tuhosti a tyto vlivy promítnout i do výpočtového modelu, který by měl být výstižný (přiměřeně odpovídající) jak z hlediska geometrie, tak kvality a funkce statických vazeb (mezi různě starými betony či dokonce při změně statického působení vnějších podpor) včetně materiálových charakteristik různých materiálů. Proto je nutné provést určitá zjednodušení a jejich odůvodnění. Vždy se ale postupuje podle základních předpokladů výpočtu (výčet je omezen pouze na problematiku ohýbaných konstrukcí):

Posouzení upravované anebo zesilované konstrukce se musí provádět podle platných technických norem. Obecná metodika spolehlivostního návrhu včetně úpravy indexu spolehlivosti je uvedena v ČSN EN 1990 [8], na kterou navazují zatěžovací a návrhové normy. V případě železobetonových konstrukcí pozemních staveb se potom jedná zejména o návrh podle ČSN EN 1992 – 1‑1 [7] a ustanovení uvedených v národní příloze NC normy pro existující konstrukce [10].

Pro posuzování stávajících železobetonových konstrukcí (včetně jejich rekonstrukcí či zesilování) postupně platily odpovídající části následujících norem:

Z pohledu zabudované betonářské výztuže se ve starších konstrukcích převážně vyskytuje armatura s hladkým povrchem. Ta má samozřejmě nižší soudržnost s betonem a musí být opatřena koncovou úpravou (polokruhovým hákem či smyčkou). Kotvení polokruhovým hákem bylo standardním požadavkem již v prvních normových předpisech, takže jsem zatím nepotkal starší konstrukci, kde by hladká výztuž nebyla hákem opatřena (nepočítám-li zvláštní stropní konstrukce s tuhými vložkami, kde je výztuž zakotvena omotáním okolo válcovaného I‑průřezu).

Zatímco při určení charakteristické meze kluzu zabudované betonářské výztuže (dříve se uvádělo normová pevnost výztuže) je možné vycházet z jejího odhaleného povrchu (lze opatrně provést destruktivními sondami) i tvaru případných žebírek a doby provedení konstrukce (u hladké výztuže je nutné pouze uvážit případné použití svářkového železa pro válcování výztužných vložek a zejména u hranatých průřezů je toto použití velmi pravděpodobné) a požadované hodnoty dohledat v tabulkách normy [11] (u hladké výztuže lze volit minimální hodnoty), je problematika stanovení charakteristické válcové pevnosti betonu v tlaku (dříve se uvádělo zaručené krychelné pevnosti s 5% kvantilem) podstatně složitější a nelze se z následujících důvodů pouze spolehnout na druh betonu uvedený na případných archivních výkresech:

Výše uvedené tak klade požadavky na rozsah stavebně technického průzkumu, který proto bývá dosti objemný a tím pádem i drahý, čemuž se investoři brání. Výsledkem výše uvedených skutečností je obvykle zjištění velmi vysoké variability pevnosti betonu v konstrukci jako celku, ale i v rámci jednoho konstrukčního prvku. Proto je nutné na předmětné konstrukci vždy zjišťovat alespoň pevnost betonu v tlaku. Na následujícím obr. je uveden konkrétní příklad rozložení pevnosti betonu jednoho podlaží výrobní budovy v Brně z první poloviny 20. let minulého století.

U starších konstrukcí je rozdílná pevnost betonů i v jednotlivých konstrukčních prvcích a je závislá na způsobu ukládání betonu a jeho následném zhutnění a ošetřování (především v postupně budovaných svislých konstrukcích, sloupech a zejména stěnách je variabilita pevnosti betonu dosti vysoká). I ve stropních konstrukcích lze vysledovat horší kvalitu betonu ve stropních trámech a tenkých stropních deskách vůči „hmotnějším“ průvlakům. 

Na předchozím obr. je uveden histogram pevností betonu téhož podlaží zúžený pouze na stropní konstrukci. Pokud se ve větší míře provádí nedestruktivní zkoušky pevnosti betonu (např. Schmidtovými tvrdoměry), nelze se omezit pouze na upřesnění korelačního součinitele α pro tuto konkrétní konstrukci, ale je nutné pamatovat na skutečnost, že tvrdoměrné zkoušky se obvykle realizují na povrchu betonu (byť i upraveném broušením), kde se vlivem dříve prováděného způsobu hutnění (poklepem na povrch bednění) mohou vyskytovat povrchově pevnější vrstvy. Tyto stropní konstrukce jsou obvykle silněji poškozeny trhlinami procházejícími přes nedostatečnou příčnou výztuž, které mají příčinu jednak v nedostatečném množství výztuže vůči vznikajícímu tahovému napětí od omezení volného přetvoření mladého betonu a jednak zejména v nedostatečném ošetřování tohoto betonu (z tenčích vrstev betonu se rychleji odpařovala záměsová voda a ošetřování kropením se prakticky neprovádělo).

Nutnost rozsahu stavebně technického průzkumu bývá ze strany investorů značně podceňována a s oblibou bagatelizována (většinou s lehce či více skrytým úmyslem úspory investičních prostředků). Bohužel na tuto „hru“ přistupují i projektanti ve snaze získat na trhu „výhodu“ levnější nabídky. Výsledky ovšem mohu býti značně investičně nákladné, když je při realizaci „nečekaně“ zjištěna nízká pevnost stávajících betonů a část již vynaložených investic přijde vniveč anebo jsou stávající konstrukce draze zesilovány a je hledáno nějaké schůdné řešení i za cenu omezení původně uvažovaných projekčních řešení.

Jak již bylo uvedeno, nová betonářská norma [7] zvýšila požadavek na minimální pevnost vyztuženého betonu na třídu C12,5/15 a platná norma pro posuzování stávajících betonových konstrukcí [10] a na ni navazující národní norma [11] požadují tyto konstrukce posuzovat v souladu s kmenovou návrhovou normou pro betonové konstrukce pozemních staveb [7]. To vede k duševní rozpolcenosti projektanta-statika, který je postaven před požadavek minimální pevnostní třídy pro železobeton (minimálně pevnostní třída C12/15) a skutečně zjištěné pevnosti betonu, které zejména u konstrukcí ze 30. let minulého století a také z konce 60. a téměř celých 70. let minulého století byly navrženy v souladu s tehdy platnými normami (viz první kapitola) z betonů nižších pevnostních tříd. Je proto nutné tyto konstrukce hodnotit jako vyztužené betonové průřezy s betony nižších pevností a upravit některá kritéria jejich posuzování (někteří statici v praxi dokonce zastávající názor, že tyto konstrukce nelze jako železobetonové vůbec posuzovat). Nelze proto použít zjednodušenou metodu posouzení únosnosti železobetonového průřezu, ale je nutné použít obecnou metodu (dříve byla nazývána metodou mezních přetvoření) a také omezovat některá návrhová kritéria (zejména mezní přetvoření výztuže a betonu v tlaku) v závislosti na použité výztuži a hodnotě charakteristické válcové pevnosti betonu v tlaku.

Tyto pevnosti betonu odpovídají dříve hojně používaným betonům zn. 170 (v této kvalitě betonu se v 60. let minulého století vyráběly i dutinové stropní panely), které byly v té době uváděny jako dobré betony, a při návrhu železobetonových konstrukcí se u nich snižovalo výpočtové namáhání z důvodu nižší soudržnosti – např. žebírková výztuž jakosti 10 335 /J/ měla podle [6] výpočtovou pevnost 180 MPa pro beton tř. I (což byl beton ještě o něco nižší pevnosti, viz tab.), kdežto pro vyšší třídy už 297 MPa.

Doporučuji proto tyto konstrukce posuzovat podle podmínek pro navrhování železobetonových konstrukcí
včetně platnosti Bernoulliho – Navierovy hypotézy. Při posudku nebo zesilování ale doporučuji, v závislosti na zakotvení výztuže v podporách, použít omezení napětí tažené žebírkové výztuže na úroveň meze kluzu běžné betonářské výztuže (tj. na 220 až 230 MPa), kdežto u hladké výztuže omezit namáhání o cca 10 %. Nadále je možné používat obecnou metodu s omezením přetvoření tažené výztuže do 15 ‰ a tlačené do 3,5 ‰.

Uvedený rozsah pevností betonů odpovídá dříve používaným betonům zn. 135, resp. tř. I – tyto betony se zcela běžně používaly na stavbách (např. Janáčkovo divadlo v Brně stavěné počátkem 60. let má prakticky veškeré stropní konstrukce z betonu zn. 135). Podíváme-li se do dřívějších předpisů, tak norma [6] omezovala výpočtové namáhání výztuže této třídy betonů na 180 MPa (viz předchozí kapitola).

Doporučuji proto tyto konstrukce posuzovat podle podmínek pro navrhování železobetonových konstrukcí včetně platnosti Bernoulliho – Navierovy hypotézy. Při posudku nebo zesilování ale doporučuji, v závislosti na zakotvení výztuže v podporách, použít omezení napětí tažené žebírkové výztuže na hodnotu meze kluzu horších výztuží (tj. na cca 210 až 215 MPa), kdežto u hladké výztuže omezit namáhání o cca 15 až 20 %. Nadále je možné používat obecnou metodu a přetvoření tažené výztuže doporučuji omezit na 10 ‰ a tlačené výztuže do cca 2 ‰.

Při posuzování konstrukcí z betonů těchto nízkých zbytkových pevností je nutné postupovat velmi obezřetně, protože již nepostačuje pouze snižovat napětí v tažené výztuži a omezovat poměrná přetvoření výztuže a betonu v tlačené oblasti. Vzhledem k nebezpečí porušení soudržnosti výztuže s betonem a s následnou delaminací jednotlivých vrstev betonu (a dost často i s nedostatečnou rezervou v tlačené oblasti betonového průřezu, kde hrozí i efekt křehkého lomu) je vždy nutné vyztužit průřez aktivovanou smykovou výztuží (minimálně v oblastech přiléhajících k podporám či v oblastech „osamělých“ břemen) a zajistit tak celistvost vyztuženého betonového průřezu. Dále doporučuji přidat aktivovanou tahovou výztuž a v případě opravdu nižších pevností i zvýšit rezervu únosnosti průřezu v tlačené oblasti průřezu (obvykle přibetonovanou vrstvou betonu). V případě vyššího poměru zvýšení únosnosti (jako kritérium doporučuji používat hodnotu 1,5) je nutné propojit dodatečně provedenou tlačenou vrstvu s nově přidávanou tahovou výztuží (např. spřahující výztuží na podélné smykové síly), jinak je omezena platnost Bernoulliho – Navierovy hypotézy zvláště u silně potrhaných průřezů (původně využívaných hodně nad jejich návrhovou únosnost). Dále je nutné prověřit D‑oblasti (oblasti diskontinuit betonových prvků) na křehký lom.

Nezbytně nutné (prakticky bezpodmínečné) je ale vždy provést zatěžovací zkoušku skutečného chování části konstrukce (musí být podrobně známo vyztužení zatěžovaných průřezů a fyzikálně-mechanické vlastnosti stávajících betonů), ze které lze odvodit i potřebné údaje pro omezení napětí v zabudované betonářské výztuži (někdy jsou odvozeny poměrně vysoké hodnoty tahových napětí, které neodpovídají tahovým pevnostem betonu a které lze vysvětlit pouze řádným zakotvením výztuže v tlačených oblastech u podpor a pouze částečnou soudržností výztuže s betonem v oblastech s maximálními ohybovými momenty mezi podporami).

Pokud se provádí zesilování stávajících železobetonových průřezů, je nutné tyto práce provádět na maximálně odlehčené konstrukci. Rovněž je vhodné nové materiály zabudovat s určitou aktivací (ať již aktivované při jejich zabudování do konstrukce, anebo aktivované dodatečně). Obecně lze možnosti aktivace přídavné výztuže (platí i pro zapojení zvýšení ohybové tuhosti průřezu) rozdělit zhruba do tří základních oblastí podle principu jejího vzniku:

Z výše uvedeného je zřejmé, že do návrhu posouzení, resp. zesilování těchto betonových konstrukcí by se měl pouštět pouze dostatečně zkušený statik z oboru posuzování a zesilování starších betonových konstrukcí.

Při návrhu zesílení je nutné přihlédnout i ke karbonataci betonu. V odborné literatuře se uvádí dělení karbonatace na čtyři etapy (podrobněji viz [14]). Pro návrh lze uvážit mírné zvýšení mechanických vlastností betonu v 1. etapě vlivem částečného zaplňování pórovité struktury tvorbou nerozpustného uhličitanu vápenatého (CaCO₃). Ve druhé etapě vznikají další modifikace CaCO₃ spolu s amorfním gelem kyseliny křemičité a vlastnosti betonu se více méně nemění. V dalších etapách již dochází k překrystalizování nově vzniklých uhličitanových novotvarů s objemově větší strukturou a mechanické vlastnosti betonu stále prudčeji klesají a karbonatací zasažené vrstvy betonu jsou postupně roztrhány překročením tahové pevnosti betonu. Zároveň beton ztrácí schopnost alkalické ochrany zabudované betonářské výztuže, a pokud je k povrchu betonu přístup vlhkosti anebo možnost kondenzace vodních par na povrchu betonu, dochází navíc ke korozi výztuže se vznikem korozních zplodin o větším objemu (až 2,5×), což dále zhoršuje celistvost betonové krycí vrstvy.

Z velkého množství zesílených železobetonových konstrukcí, které byly provedeny v uplynulých letech podle statického návrhu popsaného výše, jsem vybral dva zajímavé případy.

Do opuštěné výrobní budovy původní textilky v Brně na rohu ulic Trnitá a Dornych bylo nutné vestavět velké fitness, které zabralo celé jedno podlaží dvou budov (dilatací oddělených vícepodlažních výrobních hal). Budovy továrního komplexu byly postaveny v letech 1922 až 1925 a jejich dokumentace se nedochovala. Konstrukčně se jedná o příčné rámy o třech polích s rozpětím krajních polí cca 4,5 m a vnitřního cca 9 m. Osová vzdálenost rámů je cca 4,7 až 4,9 m a stropní konstrukci zde tvoří betonové trámy průřezu převážně 200 × 360 mm po 1,8 m s deskou při jejich honím líci o tloušťce 80 až 90 mm.

Provedeným podrobným průzkumem byla zjištěna značná variabilita zbytkové pevnosti betonu v konstrukcích, která odpovídala rozsahu tříd C8/10 až C16/20 podle [7], přičemž ve sloupech a průvlacích se jednalo spíše o lepší kvalitu betonů a ve stropních deskách a trámech o horší kvalitu (většinou třídy C8/10 v budově B a třídy C8/12,5 v budově A). Jako výztuž byly zjištěny kruhové profily s hladkým povrchem. V daném případě jsme stropní trámy zesílili přídavnou, tepelně aktivovanou výztuží a včetně stropních desek spřaženou nadbetonávkou tloušťky 90 mm (deska byla spřažena pomocí adhezních můstků s přikotvením pomocí trnů po obvodě a v rozích a rovněž s využitím mechanicky aktivovaných přídavných smykových třmínků k trámům a průvlakům, jejichž konec fungoval jako smykový trn). Průvlaky byly ve smykové oblasti zesíleny přídavnými třmínky a pro ohyb bylo využito změny statického působení – pod průvlaky byly uloženy volně vedené předpínané kabely Monostrand jako vzpínadla s ocelovými deviátory v místě ukončení původního smykového náběhu (i zde bylo nutné posílit průřez přídavnou smykovou výztuží a dále vložit horní výztuž do spřahující desky v oblasti těchto deviátorů). Sloupy byly, pokud to bylo nutné, zesíleny přídavnou výztuží s povrchovou vrstvou (obálkou) ze stříkaného betonu. Při zesílení plošných stropních konstrukcí tak bylo využito klasického zesílení betonových průřezů s omezením napětí v zabudované výztuži na 165 MPa (v krajních polích pouze na 120 MPa) s přidáním tepelně aktivované výztuže a provedením nové desky pro zvýšení tlakové rezervy v ohýbaném průřezu. 

Zajímavostí bylo použití lehkého konstrukčního betonu LC20/22 s objemovou hmotností do 1 750 kg/​​ m³ pro zesilující spřaženou nadbetonovanou desku. Další podrobnosti lze najít v [15].

Tento příklad zesílení byl navrhován až po zjištění zhotovitele, že betony stávajících prefabrikovaných průvlaků, kterými byly staveništními prefabrikáty, jsou cca v třetině případů z betonů velmi nízké pevnosti. K tomuto zjištění došlo až po odsekání pálené cementové omítky (což odpovídá dříve uvedenému tvrzení o podceňování stavebně technických průzkumů), přičemž v projektu bylo navrženo přesypání zeminou o mocnosti 0,75 m.

Jedná se o jednokomorovou betonovou nádrž na pitnou vodu, která byla původně pouze obsypána (nikoli přesypána). Nádrž má světlost 29,6 × 29,6 m a světlou výšku 5,45 až 6,2 m, přičemž obvodové monolitické stěny mají tloušťku 500 mm. Ukloněná plocha zastropení je v rastru 6 × 6 m podporována prefabrikovanými betonovými sloupy. Zastropení je složeno z panelů Spiroll PPD 598/312 o výšce 250 mm uložených na čtyři řady vnitřních průvlaků o pěti polích, přičemž všechna pole (obě krajní i tři vnitřní) staticky působí jako prosté nosníky. Jednotlivé průvlaky byly vyrobeny jako staveništní prefabrikáty a mají průřez 420 × 650 mm. Jejich dokumentace se nedochovala. Betony nebyly poškozeny trhlinami ani korozí betonu, stejně jako nebyla poškozena ani zabudovaná betonářská výztuž.

Provedeným doplňkovým stavebně technickým průzkumem byla zjištěna pevnost betonu odpovídající třídě C9/12,5, resp. C6/7,5. Tomu odpovídá i pevnost v tahu povrchových vrstev zjištěná u nízkých tříd betonu v rozmezí 0,1 až 1,3 MPa, resp. 0,8 až 2,2 MPa u prefabrikátů s mírně „vyšší“ pevností betonů. Ověřován byl i počet a profily zabudované žebírkové betonářské výztuže – podélná výztuž byla jakostní třídy 10 335 a třmínky tř. 10 338). Čtyřstřižné třmínky měly Ø 10 mm a byly u podpor rozmístěny po 100 až 180 mm a uprostřed rozpětí po 250 mm. Zjištěná hodnota krytí tažené výztuže se pohybovala od 4 do 15 mm, přičemž se převážně jednalo o 10 mm. Hloubka karbonatace se pohybovala v intervalu 2 až 5 mm s váženým průměrem 3 mm.

Statickým posouzením (přepočtem ohybové i smykové odolnosti) jsme zjistili, že průvlaky s betonem třídy C9/12,5 mají vyhovující únosnost v případě přesypání organickou zeminou do výšky 300 mm, přičemž k vyčerpání ohybové únosnosti dochází porušením tažené výztuže. V případě betonů třídy C6/7,5 ale dochází k tlakovému porušení betonu i při výraznějším omezení návrhové pevnosti výztuže dle dříve uvedených zásad. Smyková únosnost je i v tomto případě dostatečná. Bylo proto rozhodnuto, že průvlaky s betonem třídy C6/7,5 budou zesíleny a průvlaky s betonem třídy C9/12,5 budou pouze povrchově opraveny. Zároveň byla omezena výška zpětného zásypu do 300 mm a maximální objemová hmotnost této kulturní vrstvy byla omezena do 1 500 kg/​​m³. U nedostatečně únosných prvků (průvlaků) byla zvětšena šířka nosníku v jeho tlačené části o 600 mm (po 300 mm na obě strany). Z původního obdélníkového průřezu tak byl vytvořen T‑průřez s výškou horní příruby 180 až 200 mm. Zároveň byla zvětšena výška průřezu o 100 mm u spodního líce, kam byla vložena přídavná betonářská výztuž 4× Ø12, která byla tvarově aktivována. Zároveň byla doplněna i třmínková výztuž pro zajištění celistvosti zesíleného betonového průřezu při přetvoření od zatížení. Přibetonovaná část T‑průřezu byla v tlačené části provedena ze samozhutnitelného betonu třídy C35/45 do bednění s tlakovým ventilem a příčně předepnuta krátkými celozávitovými předpínacími tyčemi Freyssibar Ø 26,5 mm třídy Y1030 s koncovými kotevními deskami a vysokopevnostními předpínacími maticemi. Spolupůsobení obou těchto betonových částí bylo posouzeno na podélný smyk s využitím vyztužených hmoždinek (které byly vyřezány mezi zabudované třmínky do betonového průřezu původního průvlaku) a tlakového napětí ve spáře vlivem příčného předepnutí (tlak na původní beton třídy C6/7,5 byl omezen do 3,2 MPa).

Pro odlehčení průvlaků před zesilováním bylo navrženo podepření stropních panelů ve vzdálenosti cca 1 m od průvlaku tak, aby byl zachován manipulační prostor pro zesílení průvlaků. Podepření bylo realizováno pomocí podpěrných rámů Peri, na kterých byly umístěny atypické šroubovací stoličky sestavené z prvků pro spínání bednění Dywidag. Vlastní přizvednutí konstrukce (symetricky na obou stranách průvlaku o hodnotu do 1 až 2 mm) provedli pracovníci firmy Freyssinet pomocí hydraulických lisů a konstrukci následně uložili na šroubovací stoličky. Celá procedura přizvednutí byla pečlivě monitorována, aby nedošlo k porušení izolace proti srážkové vodě uložené na stropní konstrukci. Po přizvednutí byly lisy odstraněny a stropní panely přenášela provizorní podpůrná konstrukce opřená do dna nádrže.

Celá instalace předpětí proběhla po odbednění boků dodatečně přibetonovaných přírub. Po dosažení požadované pevnosti betonu se tyče napnuly na předpínací sílu 325 kN. Napínání bylo prováděno postupně tak, aby se minimalizovaly ztráty z pokluzu v kotvení (podle typového osvědčení je pokluz na aktivní kotvě do 1 mm). Po předepnutí tyčí se prostor mezi tyčí a konstrukcí zainjektoval cementovou maltou stejně jako injektážní nerezová víka (další podrobnosti lze nalézt v [16]).

V tomto článku jsem se snažil ukázat možnost posouzení a zesílení stávajících betonových konstrukcí, které z hlediska platné kmenové normy [7] nemají dostatečnou pevnost betonů v tlaku pro posouzení metodikou železobetonových průřezů. Během projekční praxe bylo na tomto typu konstrukcí nasbíráno velké množství zkušeností ([17] až [22]), které byly zobecněny v předloženém textu a které prokazují, že zesilování stávajících železobetonových konstrukcí z betonů nižších pevností je nejenom žádoucí, ale i možné. Článek také polemizuje s tvrzeními některých statiků, kteří jsou toho názoru, že konstrukce z betonů nižších pevností nelze posuzovat jako železobetonové a musí být proto odstraněny. Zároveň ale nelze zobecňovat získané vlastní zkušenosti do nějaké metodiky anebo konkrétních čísel a předpisů, ale pouze je uvádět jako doporučení, která se v konkrétních případech osvědčila.