Dilatační spáry a účinky smršťování na železobetonové konstrukce budov

V posledních desetiletích jsou rozsáhlé železobetonové konstrukce budov stále častěji navrhovány s minimem dilatačních spár. Stavební výhody tohoto přístupu jsou nasnadě: absence spár umožňuje navrhovat robustní konstrukce s minimalizací nutné údržby, významně se zjednodušují detaily fasád a vystrojení, dilatace nezasahují do vnitřní dispozice budovy a zároveň se zjednodušuje i problematika zajištění vodorovné tuhosti objektu. Přesto nadále probíhá v odborné veřejnosti diskuse o prospěšnosti návrhu dilatačních spár a v praxi se lze setkat s oběma extrémy – od budov o půdorysných rozměrech několika set metrů zcela bez dilatací až po objekty rozdělené na dilatační celky výrazně menší, než by odpovídalo skutečné potřebě.

Historickým a přetrvávajícím důvodem pro návrh dilatací je obava z nekontrolovaného vzniku a vývoje trhlin v důsledku vynucených namáhání vlivem teploty a smršťování betonu. Ustanovení ČSN EN 1992 – 1‑1 uvádí, že v konstrukcích pozemních staveb není nutno účinky teploty a smršťování uvažovat, pokud je dodržena vzdálenost dilatačních spár 30 m, ve kterých se mohou realizovat deformace. Naprostá většina dnešních budov je přitom navrhována o podstatně větších půdorysných rozměrech, než připouští paušální kritérium 30 m, a pro návrh konstrukce proto nerozhoduje konkrétní rozměr dilatačního celku. Ať již je zvoleno 100, nebo 200 m, posouzení účinků vynucených deformací má být provedeno v obou případech. Tento požadavek však v praxi není respektován: dilatační spáry jsou navrhovány citem, jejich přínos k výslednému namáhání je sporný a vynucené účinky se zpravidla vůbec neposuzují. Důvodem pro návrh těchto „pocitových“ dilatací je obava z možných reklamací, nejistota ohledně velikosti vynucených namáhání a jejich vlivu na únosnost a trvanlivost konstrukce a zároveň snaha vyhnout se pracnému a nákladnému posouzení účinků teploty a smršťování.

V tab. 1 je srovnání přístupu jednotlivých generací normových předpisů k maximální délce dilatačního celku, pro kterou není nutno účinky teploty a smršťování vůbec vyšetřovat.

Je patrné, že novější znění DIN EN 1992 – 1‑1 se od paušálního čísla odklání a ponechává posouzení na individuálním inženýrském rozhodnutí. Rozdíl je patrný i v samotném textu předmětného článku normy. Zatímco české znění se omezuje na doporučení ohledně rozmístění objektových dilatací, německé národní znění je rozšířeno o explicitní ustanovení o nutnosti prověření účinků vynucených přetvoření tam, kde k „realizaci deformace“ v dilataci fakticky nedochází.

Nové ústředí České spořitelny je tvořeno budovami CS‑A, B, C a D. S ohledem na rozsáhlé půdorysné rozměry byl v úrovni zadávací dokumentace komplex budov rozdělen dilatační spárou na objekt A−C a objekt B−D. Dilatační spára byla vedena všemi podzemními podlažími včetně základové desky, přitom nebyla řešena zdvojením svislých konstrukcí – stropní konstrukce jsou uloženy na ozub.

Poloha i průběh dilatační spáry jsou limitovány odlišným dispozičním uspořádáním jednotlivých podlaží. Problematické je vedení dilatace především v základové desce a parkovacích podlažích s půdorysně zazubeným průběhem.

V RDS byla prověřena řada alternativních řešení se snahou průběh dilatace zjednodušit a sjednotit. Takové uspořádání, které by zaručovalo jednoznačné a jednoduché konstrukční působení obou navazujících částí, a tím i dlouhodobý bezporuchový provoz, se však najít nepodařilo. Bylo proto hledáno efektivnější konstrukční řešení, za podmínky zachování spolehlivosti a trvanlivosti konstrukce.

Analýza okrajových podmínek navržené dilatační spáry je znázorněna na obrázku níže. Základová deska je na své největší délce vymezena čtyřmi schodišťovými jádry v prakticky shodné vzdálenosti cca 50 m, naopak vzdálenost mezi jádry objektů A−C činí 60 m, resp. B−D dokonce 70 m. Je tedy zřejmé, že i po realizaci dilatace v navrhovaném místě mezi objekty A−B bude eliminováno pouze jedno z celkem šesti rizikových míst z hlediska potenciálních poruch v důsledku smršťování konstrukcí. Navrhované velikosti dilatačních celků nesplňují podmínku vzdálenosti dilatačních spár, stejně jako neumožňují realizaci deformací. Vložení dilatace je tedy neefektivní.

Pro ověření účinků vynucených deformací byly provedeny srovnávací výpočty vynucených namáhání vlivem smršťování pro tři varianty uspořádání dilatace a dvě varianty tuhosti stropních desek. Účelem zjednodušených lineárních výpočtů bylo prokázat rozdíly v namáhání jednotlivých částí konstrukce pro variantní uspořádání dilatační spáry. Stropní desky byly zatíženy rovnoměrným ochlazením o hodnotě −20 K variantně pro plnou, resp. redukovanou 20% tuhost betonového průřezu [10−13]. Prezentované výsledky jsou přitom zejména ilustrativní. Je jasné, že i ve stropní desce nad 2. PP dojde v důsledku překročení tahové pevnosti betonu k ochabnutí tuhosti a redistribuci namáhání.

Vyhodnocení variantních výpočtů vedlo k jednoznačnému závěru, že realizace dilatační spáry příznivě ovlivní namáhání konstrukcí pouze v její bezprostřední blízkosti, navíc pouze v jednom podlaží (2. PP), hodnoty tahových namáhání ve 3. – 4. PP jsou téměř identické. Přínos dilatační spáry je minimální a po dohodě se zhotovitelem byla s výjimkou 1. PP zrušena. Důvody pro ponechání dilatace v 1. PP jsou spíše konstrukčního charakteru a souvisejí s velmi nepravidelným uspořádáním konstrukce v prostoru dilatační spáry.

Po rozhodnutí o uspořádání dilatační spáry je hlavním úkolem dodatečného statického posouzení návrh výztuže na omezení šířky trhlin vlivem účinků teploty a smršťování. Z hlediska zvoleného konceptu zrušení dilatace je důležité, že všechny dotčené konstrukce jsou situovány v podzemních podlažích s vyšší průměrnou vlhkostí a konstantní teplotou s minimálními výkyvy. Rozhodující pro konstrukční návrh je proto monotónní (jednosměrné) namáhání zbytkovým smrštěním. Cena za zrušení dilatace v základové desce a stropních deskách 4. – 2. PP bude v daném případě dána pouze o něco vyšší spotřebou výztuže ve vyznačené části stropní desky 2. PP, což představuje v kontextu dříve vyčíslených výhod zanedbatelné náklady.

Vynucená namáhání vznikají v důsledku upnutí konstrukcí, které brání jejich volnému zkrácení. Úkolem návrhu je posouzení příčin vzniku vynucených namáhání, jejich časový vývoj a vyvolané účinky na železobetonové konstrukce.

Účinky teploty se u konstrukcí budov na rozdíl od mostních objektů běžně nevyšetřují, jelikož jsou zateplené nebo umístěné pod terénem, kde se teplotní změny neprojeví. Výjimkou jsou konstrukce vystavené přímým účinkům povětrnosti, jako např. parkovací domy, kde by měly být účinky teploty posouzeny vždy. Zohlednění účinků teploty je v rámci tohoto příspěvku zmíněno okrajově v případě vjezdů do objektu.

Vliv opadnutí hydratačního tepla je rozhodující pro návrh konstrukcí základových desek a obvodových podzemních stěn. U konstrukcí stropních desek je tato napjatost z hlediska návrhu objektových dilatací zpravidla zanedbatelná. Průřezy stropních desek jsou subtilnější, odpor bednění je zanedbatelný a také betonážní úseky jsou u stropních desek voleny podstatně menší než u desek základových.

Účinky smršťování se projevují zmenšováním objemu betonu, což vede ke zkracování konstrukcí, resp. k jejich vynucenému namáhání tahovou silou. Jelikož beton při kontaktu s vodou nebo vlhkým prostředím může svůj objem dokonce zvyšovat, mohou být účinky smršťování u konstrukcí v zemině zanedbány nebo významně redukovány. Naopak v suchém prostředí se projeví plně. Proces přitom probíhá velmi pomalu a k vyrovnání vlhkosti dochází až po několika letech. Celková hodnota smrštění činí u běžných konstrukcí v závislosti na vlhkosti prostředí cca 0,40 – 0,50 mm/​​m, po odečtení autogenního smrštění cca 0,35 – 0,40 mm/​​m. Dle ČSN EN 1992 – 1‑1 činí hodnota smrštění vysycháním pro konečný stav u betonu C30/37 s normálním cementem cca 0,034 %; s přihlédnutím ke skutečné době zmonolitnění konstrukce (odhadem tři až šest měsíců, resp. 90 až 180 dní od betonáže) odpovídá tato hodnota ekvivalentnímu teplotnímu zatížení ochlazením v rozmezí přibližně 15 až 25 K.

Právě účinky zbytkového smrštění jsou rozhodující pro stanovení napjatosti stropních desek a pro návrh případných objektových dilatací.

Problematice stanovení účinků vynucených přetvoření na stropních deskách je v SRN v posledních dvaceti letech věnována značná pozornost, v ČR však obdobné zkušenosti ani odborná literatura prakticky neexistují. V předchozích desetiletích byly účinky vyšetřovány empiricky nebo na zjednodušených modelech, v současné době se stále více uplatňuje výpočet na reálném konstrukčním modelu. Cílem je stanovení velikosti vynucené tahové síly, pro kterou by bylo možné navrhnout potřebnou výztuž pro omezení šířky trhlin.

Konstrukce stropních desek jsou namáhány kombinací svislého zatížení a vlivu omezení přetvoření, což vede na kombinaci ohybu s tahovou normálovou silou. Zatímco účinky od vertikálních zatížení jsou dostatečně známy, velikost účinků smršťování je dosud nevyjasněna, a dokonce ani neexistuje jednoznačný konsensus odborné veřejnosti, jak k problému přistoupit.

Požadavky současných normových předpisů jsou následující:

Pro návrh konstruktivní minimální výztuže na omezení šířky trhlin je nejvíce používána metodika vycházející z výpočtu tahové síly betonového průřezu, pro kterou je kalkulována výztuž s požadavkem maximální šířky trhliny. Nutná plocha výztuže závisí na hodnotě efektivní tahové pevnosti betonu a v praxi se uplatňují dva přístupy:

Pro výsledný návrh je rozhodující, zda trhliny vzniknou již v průběhu hydratace při nižší tahové pevnosti betonu, potom je jejich vzdálenost i šířka nižší, nebo až v provozním stavu při plné tahové pevnosti s větší vzdáleností i šířkou trhliny. Hodnota redukované tahové pevnosti se běžně používá pro návrh minimální výztuže na účinky opadnutí hydratačního tepla a pohybuje se v rozmezí 0,50 – 0,85 f_ctm. V posuzovaném případě účinků zbytkového smrštění není čas vzniku trhlin znám, proto by měla být minimální výztuž teoreticky správně navržena na plnou tahovou pevnost.

Tento požadavek však vede k vysoké míře vyztužení a nehospodárnému návrhu konstrukce. Kromě toho se objevuje argument, že nadbytečné množství výztuže neodpovídá současnému stavu společenské poptávky, která akcentuje nutnost hospodárného návrhu s minimalizací spotřeby materiálů.

Prof. Fastabend z kanceláře IDN Duisburg v průběhu své projektové praxe navrhl množství rozsáhlých železobetonových konstrukcí a své zkušenosti opakovaně publikoval v odborné literatuře. Jeho přístup vychází ze zkušenosti, že realizované rozsáhlé konstrukce sice běžně vykazují trhliny, ty však většinou zůstávají v povolených mezích a výrazné poruchy nejsou pozorovány. Usiloval proto o vytvoření metodiky, která by reálně vystihla napjatost konstrukce namáhané vynuceným přetvořením, a pro tyto účinky umožnila navrhnout potřebnou výztuž. Ve svých projektech aplikuje zjednodušené posouzení na globálních lineárních modelech konstrukce, kde vyšetřuje pouze účinky smršťování, a v částech, kde je překročena tahová pevnost betonu, aplikuje redukovanou tuhost průřezu. S ohledem na velmi nepravidelné dispoziční uspořádání rozsáhlých konstrukcí totiž nelineární výpočet buď neumožňuje jejich vyšetření vůbec, nebo vyžaduje mimořádně kvalifikované zadání a interpretaci výsledků.

Při stanovení hodnoty redukované tuhosti betonového průřezu vychází prof. Fastabend ze své práce [13] z roku 2002, kde interpretuje metodiku výpočtu trhlin pro různé stupně vyztužení a namáhání. Redukovaná tuhost ohýbaného průřezu se pohybuje v rozmezí 20 – 50 % lineární tuhosti, pro běžný stupeň 0,5 – 1,0 % se jedná o 35% tuhost, což dobře koresponduje s běžně uvažovanou redukcí např. při výpočtu mostních konstrukcí na účinky teploty nebo jiných vynucených namáhání. Zajímavější je redukovaná tuhost taženého průřezu, kde uvádí redukci na 15 % nezávisle na stupni vyztužení. Slabinou této jinak geniální úvahy je skutečnost, že uvedená redukce vyžaduje stupeň vyztužení průřezu 1,0 %, pro nižší, reálné stupně vyztužení výsledky výpočetně nekonvergují. Průběhy relativní redukované tuhosti ohýbaného a taženého průřezu jsou znázorněny graficky na obrázcích níže a tabelárně v tab. 2.

Při stanovení nutné výztuže na šířku trhlin vychází prof. Fastabend z úvahy, že účinky smršťování není nutno kombinovat s účinky silových svislých zatížení. Prováděl proto dimenzování pouze pro účinky smršťování a v místech, kde spočtená nutná výztuž přesahovala standardní dimenzování na svislá zatížení, resp. výši stanovené minimální výztuže, doplňoval příložky.

Použitá návrhová metodika vychází ze zkušeností s realizovanými konstrukcemi, které nevykazují žádné významné poruchy, a snaží se to výpočetně prokázat. Metodika byla opakovaně publikována v odborné literatuře [10 – 13], přesto nebyla širokou odbornou veřejností akceptována. Rovněž ve vydaných oficiálních publikacích (Beton-Kalender aj.) jsou jeho práce zmíněny jen okrajově, přístup je asi „příliš ofenzivní“.

V jednotlivostech jsou sporné následující aspekty metodiky výpočtu:

Publikace Heft 656 DAfStb

V posledním desetiletí byla zpracována řada doplňujících studií, jejichž poznatky byly integrovány do nové publikace Heft 656 DAfStb „Stanovení vynucených účinků v železobetonových stropních deskách“ z roku 2024 [1].

Pro potřeby publikace [1] byl sestaven program, kde bylo testováno celkem 39 vzorků (32 krátkodobých, 7 dlouhodobých). U krátkodobých pokusů byly prověřovány různé kombinace namáhání ohybovým momentem a tahovou normálovou silou, u dlouhodobých pokusů byly ověřovány časově závislé účinky dotvarování a smršťování na šířku trhlin a průhyb, stejně jako časový vývoj vyvolaných namáhání vlivem vynucené deformace smršťováním betonu a vzájemné ovlivnění účinků smršťování a dotvarování.

Rozsáhlá variace parametrů testovaných vzorků umožnila jejich numerickou simulaci pomocí nelineárního softwaru DIANA a následné vyhodnocení jednotlivých účinků na vynucené namáhání stropních desek. Hlavní závěry je možno shrnout následovně:

Souhrnně řečeno, paušální přístup, který významně zjednodušuje rozsah a pracnost statických výpočtů, není dostačující. Účinky vynucených přetvoření je nutné výpočetně stanovit a konstrukci posoudit na ohyb s tahovou silou.

Podstatným pozitivním výsledkem výzkumného úkolu bylo vyjasnění rozdílů mezi vynucenými účinky vlivem smršťování betonu a vynucenými účinky vlivem vnějšího namáhání tahovou silou. Zásadní rozdíl je dán skutečností, že vložená betonářská výztuž, spřažená s betonovým průřezem, působí jako rozpěra a zabraňuje volnému smrštění betonu, které se v důsledku této skutečnosti nemůže plně rozvinout. Smršťování betonu proto vyvolá ve spřaženém průřezu vlastní napjatost, kdy je výztuž namáhána tlakem a beton tahem, zatímco v případě namáhání vnější silou jsou beton i výztuž taženy. Teplotní namáhání je na rozdíl od smršťování prakticky totožné s namáháním tahovou silou, jelikož tlakové namáhání výztuže není aktivováno.

Na základě vyhodnocení množství nelineárních výpočtů byly formulovány vztahy pro stanovení velikosti tahové síly vlivem smršťování betonu. Hodnota maximálního indukovaného napětí betonové stropní desky je vyjádřena jako procentuální poměr tahové pevnosti v závislosti na rozpětí konstrukce, okrajových podmínkách uložení a působícím svislém zatížení. Kromě toho je velikost tahové síly ovlivněna skutečností, zda je konstrukce v době vnesení svislých zatížení (typicky úplné odstranění stojek) porušena trhlinami.

Pro ověření vzniku trhlin v době vnesení svislého zatížení lze použít následující vztahy:

Uvedené vztahy umožňují kalibraci výsledků numerických výpočtů na globálních modelech.

Koncepčním nedostatkem doporučení Heft 656 [1] je skutečnost, že experimenty a příslušné srovnávací výpočty byly aplikovány na výsecích jednosměrně pnutých spojitých stropních desek. Komplexní konstrukce s nepravidelným uspořádáním a obecně různoběžnými směry pnutí nelze navrhovat jako spojité nosníky pro jednotlivě stanovené vnitřní síly, kromě toho není možné smysluplně odstupňovat výztuž na obousměrně pnuté bezprůvlakové stropní desce. Vždy se používá formát základní výztuže s příložkami, je proto nutné navrhnout takové uspořádání minimální výztuže, které zaručí požadované omezení šířky trhlin při celkově optimálním stupni vyztužení konstrukce jako celku. K tématu je nutno přistoupit inženýrsky, to znamená pokusit se účinky zbytkového smrštění stanovit globálním výpočtem konstrukce a potřebnou výztuž navrhnout na kombinaci ohybu a smršťování.

Okrajové podmínky výpočtu s modifikací vstupních parametrů jsou následující:

Stanovení minimální výztuže

V tab. 3 je uvedena navržená minimální výztuž pro jednotlivé tloušťky stropních desek a srovnání s minimální výztuží navrženou na plnou tahovou pevnost betonu. Minimální výztuž na „Rissmoment“ M_cr je uvedena pro srovnání a týká se pouze návrhu desek, které nejsou namáhány vedlejšími účinky.

V tab. 4 je pro jednotlivé tloušťky desek a působící svislé zatížení sestavena velikost tahové normálové síly vlivem smršťování betonu v závislosti na rozpětí konstrukce, podmínkách uložení a zatížení ohybovým momentem. Ze srovnání obou tabulek je patrné, že velikost koeficientu , který definuje poměr maximální vynucené tahové normálové síly vlivem smrštění vůči efektivní tahové pevnosti betonu, se zvyšující se tloušťkou desky a jejím namáháním ohybovým momentem proporcionálně klesá. Jeho průměrná hodnota v rozmezí 0,35 – 0,55·f_ctm vůči hodnotě cca 0,66·f_ctm, na kterou je dimenzována minimální výztuž stropních desek, je velmi dobrým vodítkem z hlediska charakteru namáhání konstrukce a plauzibility výsledků složitých numerických výpočtů.

Pro výpočet byl sestaven globální model celé suterénní části budovy CS-ABCD se zárodky nadzemních věží, které sloužily pouze pro zajištění přenosu svislého zatížení do suterénní části. S ohledem na charakter namáhání vodorovnou tahovou silou v důsledku smrštění je jedním z důležitých parametrů hodnota vodorovné tuhosti podepření základové desky. Jelikož má namáhání dlouhodobý charakter a základová spára je separována tuhou HDPE fólií, bylo tření v základové spáře zanedbáno a vodorovné upnutí základové desky bylo modelováno tuhostí pilot.

Hodnoty svislých zatížení (vlastní tíha, ostatní stálé a užitné) byly převzaty z hlavních částí statického výpočtu. S ohledem na komplexnost posouzení bylo zohledněno také přitížení konstrukcemi nadzemních věží. Toto zatížení bylo v modelu paušalizováno.

Zatížení zbytkovým smrštěním betonu bylo stanoveno na základě rozboru časového průběhu smršťování. Po zanedbání autogenního smrštění byla hodnota zbytkového smrštění stanovena pro dobu dokončení konstrukce alternativně 90 dní a 180 dní. Zadaná hodnota konstantního ochlazení konstrukce ΔT = −20 K leží s přihlédnutím k publikované literatuře na bezpečné straně. Základová deska se nesmršťuje, v případě obvodových stěn v zemině byla hodnota redukována.

Účinky teploty principiálně nebyly uvažovány, konstrukce jsou situovány pod terénem nebo zateplené. Výjimkou jsou oblasti rampových vjezdů do objektu, které nejsou nijak chráněny prostřednictvím stavebních úprav. V těchto částech bylo na bezpečné straně uvažováno ochlazení konstrukce rovnoměrnou teplotou i lineárním teplotním spádem ve smyslu EN 1991 – 2 Zatížení mostů dopravou. Zatížení je přičteno k účinkům smršťování, oteplení konstrukce není uvažováno.

Na základě prací prof. Fastabenda i vlastních zkušeností byla veškerá posouzení provedena na lineárním výpočetním modelu. V průběhu srovnávacích výpočtů byly posuzovány i zjednodušené nelineární modely, ale prokázalo se, že sestavení věrných modelů celé konstrukce a jejich vyhodnocení je prakticky nemožné. Přesto byl sestaven a vyhodnocen srovnávací plně nelineární model programem SOFiSTiK s maximálně zjednodušenou geometrií. Model byl pravidelný a symetrický, se srovnatelným středním modulovým rozpětím a obdobnými celkovými rozměry jako posuzovaný objekt.

Pro získání použitelných výsledků účinků teplotních zatížení je rozhodující výstižné zadání redukované tuhosti průřezu porušeného trhlinou, zvolen byl paušální přístup. Tuhost základové desky nebyla redukována, tuhost tažených prvků stropních desek a obvodových stěn byla redukována na 20 % a tuhost ohýbaných prvků vnitřních stěn na 40 %. Zvýšená tuhost 40 % byla zadána rovněž v krčku stropní desky nad 1. PP v blízkosti dilatační spáry. Redukce byla zadána modulem pružnosti. Ve srovnání s pracemi prof. Fastabenda byla na bezpečné straně zvolena o třetinu vyšší hodnota redukované tuhosti taženého průřezu, na druhé straně nebyla prověřována problematika vzniku ohybových trhlin po odbednění stropní desky dle doporučení [1], která v důsledku způsobuje navýšení a redistribuci vynuceného tahového namáhání průřezu. Tyto nuance přesahovaly u komplexní konstrukce reálné možnosti statického výpočtu.

Důležité bylo nastavení parametrů výpočtu, které by umožnily kombinaci výsledků redukovaných a plných tuhostí materiálů. Problematika souvisí s možnostmi výpočetního softwaru, v tomto konkrétním případě SCIA Engineer. Aplikován byl fázový výpočet, v první fázi byly stanoveny vnitřní síly vynucených účinků smršťování na redukovaných tuhostech, ve druhé fázi byly stanoveny účinky svislých zatížení na plných tuhostech a provedena posouzení šířky trhlin. Plauzibilita použitého přístupu byla prokázána věrohodností výsledků.

Výsledky výpočtů byly vyhodnoceny ve formě izolinií vnitřních sil, nejdůležitější částí bylo poté stanovení nutné výztuže pro omezení šířky trhlin 0,30 mm na deskách, resp. 0,20 mm na konstrukcích bílé vany. Posouzení byla konzistentně provedena pro dvě zatěžovací kombinace statického výpočtu:

Koeficient ψ₂ pro kvazistálou kombinaci byl na bezpečné straně zadán jednotně hodnotou 0,60.

Z hlediska plauzibility výpočtu bylo důležité ověření velikosti normálové síly od vynucených přetvoření. Z izolinií 2. PP je zřejmá průměrná hodnota tahové síly v rozsahu cca 100 – 200 kN/​​m, což dobře koresponduje s rozborem doporučení publikace Heft 656 [1]. Zvýšené hodnoty tahového namáhání v prostoru krčku mezi objekty A−C a B−D souvisejí s návrhem objektové dilatace ve stropní desce nad 1. PP, podél obvodových stěn je tahové namáhání částečně eliminováno zemním tlakem. Z izolinií 3. PP je zase patrné zvýšení tahové síly v prostoru nezatepleného vjezdu.

Pro nezávislé ověření plauzibility zvolené metodiky byl proveden orientační srovnávací nelineární výpočet v programu SOFiSTiK, jehož výsledky (velikosti tahových sil v jednotlivých řezech) potvrdily řádovou shodu s výsledky lineárního fázového výpočtu.

Nutná výztuž pro omezení šířky trhlin

Pro vlastní konstrukční návrh jsou směrodatné izolinie nutné výztuže pro omezení šířky trhlin. Izolinie nutné výztuže byly znázorněny v plných hodnotách a zároveň jako diference k navržené minimální výztuži, což umožnilo velmi efektivní kontrolu s případným navýšením příložek v nutných částech konstrukce.

Z izolinií 3. PP je patrné zvýšené množství nutné výztuže v oblasti nezateplené vjezdové rampy, ve 2. PP se ve shodě s předpoklady zvýšená nutná výztuž koncentruje zejména do oblasti krčku.

Vyznačené příložky nad stanovenou minimální výztuž je nutno konfrontovat se standardním návrhem na svislá zatížení a v nutném případě výztuž navýšit.

Prezentovaný rozbor s konkrétní aplikací na rozsáhlém projektu dokumentuje inženýrský přístup k problematice návrhu dilatačních celků a posouzení vynucených namáhání vlivem účinků smršťování betonu. Ve smyslu závěrů publikace [1] není správné u rozsáhlých konstrukcí posuzovat konstrukci pouze na účinky svislých zatížení a druhotná namáhání přisoudit návrhu minimální výztuže, nýbrž doporučuje se reálné posouzení konstrukce na účinky svislých zatížení a vynucených namáhání. Z obrázků je patrné, že při správném naladění výpočtu lze i u velmi komplexních konstrukcí dosáhnout srozumitelných výsledků.

Zkušenosti posledních desetiletí prokázaly, že návrh nedilatovaných železobetonových konstrukcí pozemních staveb přináší prakticky vždy výhody, přitom při pečlivém konstrukčním návrhu jsou rizika minimální. V opačném případě je nutno zdůraznit, že návrh a realizace dilatačních spár jsou často spojeny se závadami a zvýšenými náklady při realizaci i za provozu. Předsudky konstrukčních inženýrů i odborné veřejnosti vůči nedilatovaným konstrukcím vycházejí pravděpodobně z nejednoznačnosti návrhových předpisů a zvýšených nákladů při návrhu a zejména výpočtu nedilatované konstrukce. Nejistoty ohledně velikosti vynucených namáhání často vedou k navrhování na základě „dojmů a pocitů“, stejně jako k návrhu smršťovacích pruhů, které mohou být účinné pouze při naprosto konzistentním návrhu podél všech pevných bodů konstrukce, navíc s dostatečným časovým odstupem.

Železobetonová konstrukce je naopak ze své podstaty za současných technologických a výpočetních možností schopna umožnit potřebné odbourání vynucených namáhání a prostřednictvím odpovídající trhlinové výztuže zajistit omezení šířky trhlin na přijatelné hodnoty. Uvedená doporučení jsou bez omezení platná pro teplotně stabilní konstrukce s monotónním průběhem vynucených namáhání, u exteriérových konstrukcí lze naopak pečlivý návrh objektových dilatací v omezeném rozsahu pro zajištění dlouhodobé trvanlivosti doporučit.

Rozsah a náročnost provedených výpočtů dokládají výrazné navýšení nákladů projektové přípravy, které jsou s potřebnými dodatečnými posouzeními spojeny. Autoři příspěvku přesto věří, že prezentované skutečnosti přispějí k efektivnějšímu navrhování rozsáhlých železobetonových konstrukcí, které nebude zatíženo pocity, ale bude plně využívat aktuální výpočetní prostředky a stav technických znalostí.

Na závěr zbývá popřát všem konstrukčním inženýrům více kvalifikovaných investorů, kteří vědí, že vyšší cena projektové dokumentace by se měla kladně projevit na kvalitnější a levnější konstrukci.