Geotechnika - Fakulta stavební - Vysoké učení technické v Brně

Faculty of Civil EngineeringBrno University of TechnologyBuilding Fairs BrnoXII. MEZINÁRODNÍ VĚDECKÁ KONFERENCEXII th INTERNATIONAL SCIENTIFICCONFERENCEu příležitosti110. výročí založení FAST VUT v BrněaXIV. výročí založení Stavebních veletrhů Brnoon the Occasion of the110 th Anniversary of the Founding of the Faculty of Civil Engineeringof Brno University of Technologyand theXIV th Anniversary of Building Fairs Brnosekce 8 / section 8GEOTECHNIKAGEOTECHNICSSBORNÍK PŘÍSPĚVKŮPROCEEDINGS20. – 22. duben 2009April 20 - 22, 2009Brno, Czech Republic

XII. MEZINÁRODNÍ VĚDECKÁ KONFERENCEXII th INTERNATIONAL SCIENTIFIC CONFERENCEsekce 8 / section 8GeotechnikaGeotechnicsScientific CommitteeChairman:Prof. Petr Štěpánek (Czech)Members:Prof. Francesko Carvalho de Aruda (Brazil)Prof. Ulrich Diederichs (Germany)Prof. Lin Shaopei (China)Prof. Jacek Śliwiński (Poland)Prof. Zdeněk Bittnar (Czech)Doc. Miroslav Bajer (Czech)Doc. Jiří Hirš (Czech)Doc. Jan Kudrna (Czech)Doc. Miloslav Novotný (Czech)Doc. Alena Tichá (Czech)Doc. Kamila Weiglová (Czech)Ing. Jana Ostrá (Czech)Prof. José L. Barroso de Aguiar (Portugal)Prof. Josef Eberhardsteiner (Austria)Prof. Alojz Kopáčik (Slovakia)Prof. Humberto Varum (Portugal)Doc. Alois Materna (Czech)¨Prof. Rostislav Drochytka (Czech)Prof. Zdeněk Chobola (Czech)Prof. Drahomír Novák (Czech)Prof. Jan Šulc (Czech)Doc. Josef Weigel (Czech)Ing. Rudolf Böhm (Czech)Section chairman:Doc. Kamila Weiglová (Czech)Section members:Ing. Jiří BoštíkEdited by Jiří Boštík and Luboš PazderaDate: April 20 - 22, 2009Location: Brno, Czech Republic© Brno University of Technology, 2009ISBN 978-80-7204-629-4

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 3List of ArticlesPORUŠENIE HRADNÝCH SKALNÝCH MASÍVOV NA SLOVENSKUFAILURES OF CASTLE ROCK MASSIVES IN SLOVAKIAFrantišek Baliak, Zoltán Bráz.................................................................................. 5PROJEKT ORFEUS – OPTIMALIZOVANÝ GEORADAR PRO VYHLEDÁVÁNÍINŽENÝRSKÝCH SÍTÍPROJECT ORFEUS - OPTIMISED RADAR TO FIND EVERY UTILITY IN THE STREETLumír Miča, Pavel Pospíšil, Jaroslav Raclavský, H. Scott ...................................... 9MOŽNOSTI UŽITÍ GEOFYZIKÁLNÍCH METOD PŘI INŽENÝRSKO - GEOLOGICKÝCHPRŮZKUMECH PRO VODNÍ STAVBYTHE POSSIBILITIES OF UTILIZATION OF GEOPHYSICAL METHODS ATENGINEERING GEOLOGICAL INVESTIGATION FOR WATER STRUCTURESVěra Glisníková .................................................................................................... 13K HODNOCENÍ PŘEKONSOLIDACE BRNĚNSKÉHO MIOCÉNNÍHO JÍLUCONSOLIDATION PROPERTIES ESTIMATION OF MIOCENE BRNO-CLAYSAlexandra Erbenová ............................................................................................. 17ÚLOHA GEOTECHNIKA V OBLASTI UDRŽITELNÉ VÝSTAVBYROLE OF GEOTECHNICAL ENGINEERING IN SUSTAINABLE CONSTRUCTIONIvan Vaníček, Daniel Jirásko ................................................................................ 21ZAKLADANIE REKONŠTRUOVANÉHO ZIMNÉHO ŠTADIÓNAFOUNDATION OF RE-DEVELOPED WINTER STADIUMPeter Turček, Roman Ravinger, Monika Súľovská............................................... 25LOAD-SETTLEMENT CURVE OF BORED PILESJan Masopust ....................................................................................................... 29GEOTECHNICKÉ MONITOROVANIE STABILITY PODLOŽIA JADROVOENERGETICKÝCH ZARIADENÍGEOTECHNICAL MONITORING OF SUBSOIL STABILITY OF THE NUCLEAR POWERFACILITIESJozef Kuzma, Ľuboš Hruštinec ............................................................................. 33KONSTITUČNÍ MODELY PRO MODELOVÁNÍ OHEBNÝCH PAŽÍCÍCH KONSTRUKCÍCONSTITUTIVE MODELS FOR MODELLING OF FLEXIBLE RETAINIG WALLLumír Miča, Václav Račanský, Lumír Kliš, Jan Masopust .................................... 37POSOUZENÍ A PROGNÓZA SEDÁNÍ DÁLNIČNÍHO TĚLESA V MÍSTĚ STÁVAJÍCÍHOPODCHODU PRO VODOVODESTIMATION AND PROGNOSIS OF THE SETTLEMENTS OF THE HIGHWAYEMBANKMENT IN THE PLACE OF CROSSING WITH THE PASSAGE OF THEWATER-DUCTVladislav Horák, Otakar Krásný, Lumír Miča ........................................................ 41

4 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicVLIV VYSOKÝCH NÁSYPŮ U KRAJNÍCH OPĚR NA SEDÁNÍ MOSTNÍCH OBJEKTŮINFLUENCE OF ADJACENT HIGH EMBANKMENTS ON SETTLEMENT OF BRIDGEABUTMENTSDavid Relich.......................................................................................................... 45MATEMATICKÉ MODELOVANIE SPOLUPÔSOBENIA PLOŠNÉHO ZÁKLADUS VRSTEVNATÝM PROSTREDÍMMATHEMATICAL MODELLING OF INTERACTION BETWEEN STRIP FOOTING ANDLAYERED SYSTEMMiroslav Černý, Jozef Kuzma ............................................................................... 49NOVÉ TRENDY V GEOTECHNICKOM MONITORINGU SVAHOVÝCH DEFORMÁCIÍNEW TRENDS IN GEOTECHNICAL MONITORING OF SLOPE DEFORMATIONSMarian Drusa, Vlastimil Chebeň, Juraj Mužík, Anita Kalmánová .......................... 53GEOTECHNICKÉ OPATRENIA PRI DIAĽNIČNOM ODPOČÍVADLE TURANYGEOTECHNICAL PRECAUTION AT HIGHWAY LANDING NEAR TURANYPeter Turček, Monika Súľovská ............................................................................ 57SOUČASNÝ STAV MONITORINGU SKALNÍ STĚNY U HOLŠTEJNACONTEMPORARY STATE OF MONITORING ON THE ROCK WALL NEAR HOLSTEJNAntonín Paseka, Vlastimil Hanzl, Milena Šamalíková ........................................... 61SANACE HAVÁRIE STT TUNELU BLANKA POMOCÍ TĚSNĚNÍ DVOUSLOŽKOVÝMIPOLYURETANOVÝMI PRYSKYŘICEMIREPAIRING TECHNOLOGY FOR COLLAPSED ROCK MASSIF OF BLANKA TRAFFICTUNNEL BY PUR 2C RESINSJaroslav Synek...................................................................................................... 65HAVÁRIE VODOVODNÍHO PŘIVADĚČE BĚLEČCOLLAPSE OF WATER ADIT BĚLEČJosef Aldorf, Lukáš Ďuriš ...................................................................................... 69COOPERATING RINGS THEORY AT SETTING UP A DEFORMATIONCHARACTERISTIC OF A TUNNEL PRIMARY LINING BUILT FROM SHOTCRETE ANDSECTION BARSKarel Vojtasík, Josef Aldorf, Eva Hrubešová, Jana Staňková, Lukáš Ďuriš .......... 73NUMERICAL MODELLING OF SEGMENTAL LINING USING FEMJan Pruška ............................................................................................................ 77PROBLÉMY RIEŠENIA INTERAKCIE TUNELOVÉHO OSTENIA S HORNINOVÝMMASÍVOMSOLUTION PROBLEMS OF INTERACTION BETWEEN THE TUNNEL LINING ANDROCK ENVIRONMENTVladimír Bartoš, Ľuboš Hruštinec.......................................................................... 81VLIV URČITÝCH FAKTORŮ NA ODEZVU HORNINOVÉHO PROSTŘEDÍ PŘITUNELOVÁNÍINFLUENCE OF SPECIFIC FACTORS TO RESPONSE OF ROCK MASS DURINGTUNNELINGJiří Boštík, Truong Son Phan ................................................................................ 85

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 5PORUŠENIE HRADNÝCH SKALNÝCH MASÍVOV NASLOVENSKUFAILURES OF CASTLE ROCK MASSIVES IN SLOVAKIAFrantišek Baliak* , Zoltán Bráz**ÚvodIn Slovak Republic there is a large number of cultural monuments, that have a historical,urban and architectural value. The most attractive of these are the castles and palaces.There is about 200 of them. Most of them are in ruins doomed to gradual destruction.Usually they are located near almost-vertical rock face. The existence of these monumentsdependents mostly on stability of the rocks, which are endangered with rock falls andother slope failures. In this paper, we present the most frequent engineering geologicalcauses of the failures and results of their investigation on some rock faces.Na Slovenku sa nachádza veľké množstvo kultúrnych pamiatok, ktoré sú cenné po stránkehistorickej, urbanistickej a architektonickej. Medzi najatraktívnejšie patria hrady a zámky, ktorýchje spolu asi 200. Prevažná väčšina, hlavne hradov, je v stave ruín odsúdených na zánik. Súsituované v blízkosti takmer zvislých skalných stien. Existencia pamiatok je vo väčšine prípadovpriamo závislá na stabilite skalných masívov, ktoré sú najčastejšie ohrozené gravitačnýmisvahovými pohybmi.V rámci zachovania časti kultúrneho dedičstva našich predkov bola v minulých rokochvenovaná značná pozornosť práve výskumu porušenia skalných masívov, na ktorom sme sav nemalej miere podieľali. V rámci tohto výskumu sme okrem metód inžinierskogeologickéhovýskumu, použili aj výsledky fotogrametrických metód.Prehľad použitých metód výskumu porušenia skalných masívovZákladnými metódami, ktoré sme použili boli metódy geologické. Hlavným predpokladom preúspešné splnenie úloh je získanie exaktných kvantitatívnych údajov o základných zložkáchinžinierskogeologických pomerov (o horninách, podzemnej vode a reliéfe), o ich vývoji i rôznychinterakciách tzn. o prírodných geologických procesoch ako aj o ich vzájomnom spolupôsobenís inžinierskymi objektmi,(t.j. o vplyve geologických faktorov na stavby a údajov a nimi spätnevyvolaných antropogénnych geologických procesoch). Neustále sa vo väčšom rozsahu používajúnové laboratórne i terénne experimentálne metódy, metódy modelovania, výpočtové metódys množstvom počítačových programov a p.Pri riešení porušenia skalných masívov je vhodné využívanie podkladov a údajov zistených nazáklade fotografických metód. Zo širokého spektra požitia týchto meraní sme pri riešení našich úlohaplikovali hlavne metódy pozemnej stereofotogrametrie.Fotogrametrické údaje nám slúžili pri:- presnom zobrazení morfológie skalného masívu,- inžinierskogeologickej interpretácii základných charakteristík skalného masívu formouprofilov,* Prof. RNDr. František Baliak, PhD., Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU Bratislava, frantisek.baliak@stuba.sk** Mgr. Zoltán Bráz, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU Bratislava, zoltan.braz@stuba.sk

6 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic- určovaní štruktúrnych, litologických a tektonických rozhraní,- zbere údajov o polohe a hustote diskontinuít,- zbere údajov o blokovitosti v skalných masívoch,- identifikácii kvázi homogénnych celkov podľa stability skalných masívov.Okrem uvedených metód sme využívali pri hodnotení skalných hradných masívov aj výsledkyarcheologických, architektonických, statických a iných prieskumov.Všetky získané údaje nám slúžili pre objasnenie príčin porušenia historických objektovhradných skalných masívov, ktoré boli podkladom pre návrh sanačných, rekonštrukčných alebokonzervačných opatrení.Inžinierskogeologické príčiny porušenia hradných skalných masívovPrevažná väčšina inžinierskogeologických príčin porúch na historických objektoch spočívanajmä v zmenách v geologickom prostredí, ktoré vyvolali jeho negatívnu interakciu s historickýmiobjektami. Mnohé zmeny dokumentujú negatívne vplyvy dlhodobej antropogénnej činnosti, čovýrazne ovplyvňuje ich charakter ako aj ich rýchlosť a intenzitu.Podrobná klasifikácia inžinierskogeologických príčin vzniku porúch je uvedená v prácachBaliaka a Malgota [1], resp. Vlčka [5].Na základe získaných poznatkov z riešenia úlohy vyplýva, že najčastejšímiinžinierskogeologickými príčinami porušenia historických objektov sú geodynamické procesy. Súto predovšetkým svahové gravitačné javy, nezanedbateľný je však i vplyv procesov zvetrávania,erózie a krasovatenia, príp. pôsobenie viacerých javov súčasne.Svahové pohyby vyvolávajú vznik porúch na objektoch hradov postavených na svahochs citlivým stabilitným režimom. Najčastejšími príčinami porušenia sú svahové pohyby charakterugravitačného rozvoľňovania, skalných zrútení a zriedkavejšie zosúvania.Gravitačné rozvoľňovanie svahov postihuje predovšetkým objekty postavené na strmýchsvahoch, alebo v tesnej blízkosti skalných zrázov. Obyčajne sa kombinuje s intenzívnym postupommechanického zvetrávania, v karbonátových horninách s procesmi krasovatenia. V dôsledkugravitačného rozvoľňovania sa na objektoch prejavuje sieť širokých ťahových trhlín. V extrémnychprípadoch môže dôjsť k transformácii creepového pohybu na pohyb rútivý, ktorý môže strhnúťi časť objektu. Gravitačným rozvoľnením sú postihnuté prakticky všetky hrady na Slovensku,postavené na strmých kopcoch. Najvýraznejšie sú týmto procesom postihnuté hrady Spiš, Strečno,Súľov, Beckov, Devín a iné.Blokové pohyby vznikajú v územiach s priaznivou geologickotektonickou stavbou, kde pevnéskalné horniny majú plastické podložie.. Vznikajú tak deformácie blokového typu, ktoré spôsobujúrozpad hradných masívov, napr. Spišský hrad.Skalné zrútenia a zosuvy sú všeobecne považované za katastrofické geologické javy.Spôsobujú často kritické porúch na objektoch, resp. aj ich deštrukciu, hoci ich frekvencia jezriedkavá. Skalnými zrúteniami boli postihnuté, resp. sú ohrozené časti hradov Spiš, Strečno,Súľov, Beckov, Devín, Považský hrad, Hričov, Modrý Kameň a Kamenica. Prípad porušeniahradov zosúvaním sme nezaznamenali.Zvetrávanie prebieha v podzákladí všetkých hradov na Slovenku. Pôsobí hlavne pozdĺž plôchdiskontinuít, ktoré sa postupne rozširujú a prispievajú tak k intenzívnemu rozčleneniu masívov,často s výrazným reliéfom (napr. Spiš, Strečno, Hričov). Z hľadiska poručenia objektov sanepriaznivo procesy zvetrávania prejavujú, v dôsledku rozdielnej tepelnej dilatancie na kontaktemúrov so skalným podložím, kde jeho degradáciou dochádza často k zmenám zloženia a vlastnostízákladových pôd, ktoré sú častou príčinou porúch. Veľmi rozšírené sú procesy zvetrávania naobjektoch, ktoré postihujú stavebný materiál a spojivo.Krasové procesy zohrávajú negatívnu úlohu hlavne pri rozširovaní poruchových líniítektonického a gravitačného pôvodu. Krasovatenie tak napomáha k celkovému oslabeniu

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 7horninových masívov. Vyskytuje sa prakticky vo všetkých karbonatických hradných bralách naSlovensku. Zo študovaných lokalít sú to napr. Spiš, Strečno, Beckov, Devín, Krásna Hôrka.Napríklad na hrade Liptovský Hrádok, je krasovými procesmi rozšírená tektonická línia nacharakter jaskyne a prechádza z masívu aj do podložia veže, ktorej múry sú porušené.Z ďalších geodynamických procesov sa na porušenosti skalných brál podieľa erózia a premenahornín. Okrem geodynamických javov značnú úlohu zohrávajú účinky podzemných vôd,dynamické účinky, priťaženie a odľahčenie [5].Príklady niektorých študovaných lokalítV ďalšom uvedieme niekoľko poznatkov, ktoré sme získali v rámci inžinierskogeologickéhohodnotenia skalných hradných masívov pre ich sanáciu (Strečno, Spišský hrad), resp. prepasportizáciu inžinierskogeologických príčin porušenia historických objektov (Beckov).Hrad StrečnoHrad Strečno je postavený na skalnom brale vysokom 103 m v údolí rieky Váh na severnomokraji pohoria Malá Fatra. Prieskum stability hradnej skaly ukázal, že táto skala má mimoriadnekomplikovanú geologicko-tektonickú stavbu. Horninový masív je výrazne tektonickyporušený, čo značne vplýva na stabilitu skalnej steny [4].Prieskum konštatoval, že skalná stena ako celok je stabilná. Preto sa venoval ďalší detailnýprieskum iba podrobnému výskumu bezprostredného podložia múrov. Na základe podobnostiinžinierskogeologických pomerov sme tu vyčlenili 8 úsekov, v ktorých sú základy hradu v približnerovnakých stabilitných podmienkach.Rozsah navrhovaných sanačných prác bol pomerne rozsiahly. Podzákladie hradu bolo v takomzlom stave, že na jeho sanáciu bolo potrebné urobiť tieto práce:- očistenie stien od produktov zvetrávania, ktoré hrozia vypadnutím,- utesnenie škár trhlín, puklín, vrstevných plôch cementom,- vyplombovanie dutín a kavern v podzákladí hradu,- podmurovanie previsu múrmi, ktoré musia byť s horninovým masívom zmonolitnenépomocou mikropilot,- podchytenie podzákladia múrov mikropilotami o dĺžke 4-6 m a rozostupom 0,5 m,- kotvenie kalných previsov tyčovými kotvami o dĺžke 12-15 m a injektáž podzákladia hradu.Po ukončení práce bol hrad následne sprístupnený verejnosti.Spišský hradSpišský hrad – Národná kultúrna pamiatka – patrí medzi najrozsiahlejšie hrady v StrednejEurópe.Spišský hrad je postavený na travertínovom telese, ktoré je intenzívne porušené gravitačnýmisvahovými deformáciami blokového typu. Hradné bralo je rozlámané na kryhy a bloky, ktoré sapomaly nakláňajú, zabárajú a kĺžu po flyšovom plastickom podklade [3].Sanácia objektu, ktorý je založený na pohybujúcich sa blokoch je mimoriadne komplikovaná.Na základe podrobného zhodnotenia inžinierskogeologických pomerov sme navrhli celú škálustabilizačných opatrení (napr. očistenie skalných stien od zvetralín, vyblombovanie trhlín a kavern ,injektáž, kotvenie a.p.), ktoré sa postupne realizujú podľa vyčlenených úsekov aj v súčasnostia prevažná časť hradu bola sprístupnená verejnosti.

8 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicHrad BeckovHradný vrch je zo S, SZ, Z a JZ strany ohraničený skalnými stenami výšky 20 až 60 ms priemerným sklonom 70-80º . Miestami je sklon skalných stien až 90º, resp. Na niektorýchmiestach sú vytvorené previsy [2].Na základe podrobného inžinierskogeologického hodnotenia skalného brala hradu Beckov,s intenzívnym využitím fotogrametrických snímok bolo zrejmé značné porušenie skalného masívu.Následne sme ideovo navrhli sanačné, resp. stavebno-konzervačné práce, ktoré boli postupnevykonávané a hrad je v súčasnosti sprístupnený širokej verejnosti.V roku 2009 má započať celková rekonštrukcia vybraných častí hradu na základe podrobnéhoinžinierskogeologického prieskumu.ZáverHlavnou úlohou inžinieskogeologického prieskumu pre statické zabezpečenie objektovslovenských hradov bolo objasnenie základných podmienok, faktorov a príčin vzniku ich porušenia.Táto úloha sa mohla riešiť len v úzkej spolupráci s celým radom špecialistov, pretože príčiny ichporušenia môžu byť vyvolané aj inými príčinami.Praktickým výstupom inžinierskogeologického prieskumu má byť ideový návrh efektívnejsanácie. Sanačný zásah musí byť navrhnutý tak aby bol zameraný na eliminovanie príčin vznikuporúch a aby bola zabezpečená dostatočná stabilita.PoďakovanieV príspevku boli použité poznatky z riešenia grantového projektu VEGA č. 1/0599/08.Literatúra[1] BALIAK, F., MALGOT, J.: Inžinierskogeologické príčiny porušenia stavebných objektov. In:Zbor. Ref. ved. konf.: Inžinierska geológia – výskum a prax, Bratislava SAIG, s. 148-152, 1991[2] BALIAK, F., BARTÓK, J., SATINA, KOPECKÝ, M., MALGOT, J., 1994:Inžinierskogeologická pasportizácia vybraných historických objektov. Hrad Beckov.Manuscript KGTE SvF STU Bratislava[3] MALGOT, J., BALIAK F., BARÓK, J., VLČKO, J., 1992: Inžinierskogeologický prieskuma geotechnické opatrenia Spišského hradu. In: Sbor. příp. medzinár. konf. Zakladání 92, Brno s.11-17[4] MALGOT, J., BALIAK, F., BARTOŠ, P., MAHR, T., ONDRÁŠIK, R., SIKORA, J.,ŠAJGALÍK, J.: Inžinierskogeologické posúdenie hradného masívu Strečno. Manuscript,expertíza, archív GTE SvF STU, Bratislava 1981[5] VLČKO, J., et al: Inžinierskogeologická pasportizácia vybraných historických objektov. In:Záv. Správa MŽP SR, KIG PRIF UK, KGTE SvF STU Bratislava, s. 36, 1998

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 9PROJEKT ORFEUS – OPTIMALIZOVANÝ GEORADARPRO VYHLEDÁVÁNÍ INŽENÝRSKÝCH SÍTÍPROJECT ORFEUS - OPTIMISED RADAR TO FINDEVERY UTILITY IN THE STREETÚvodLumír Miča 1 , Pavel Pospíšil 1 , Jaroslav Raclavský 1 , H. Scott 2Street works are a familiar problem for most of us. Maintaining and renewing buriedinfrastructure can cause traffic congestion and the traffic is increasing, with a 50% rise invehicles being predicted over the period from 1996 to 2030. The European Commissionhas recognised the potential for plant location technology to safeguard the environmentand is supporting a project ORFEUS, under the Sixth Framework Programme (GlobalChange and Ecosystems), to improve Ground Penetrating Radar (GPR) technology. Thepaper briefly introduces international project ORFEUS which deals with the developmentof Ground Penetrating Radar equipment and techniques and their application especiallyfor finding of buried assets beneath the streets in cities.Geofyzikální metody se řadí mezi nepřímé metody pro interpretaci horninového prostředí.Jejich použití ve stavební je známé a jsou využívány jako jedna z metod pro průzkum základovépůdy, archeologický průzkum či k vyhledávání objektů v podloží. Plusem těchto metod je, že sejedná o nedestruktivní metody a lze pomocí nich získat mnohem rozsáhlejší přehled např. ostratigrafii horninového prostředí. I když tyto metody v posledních letech prodělaly značný rozvoj,pořád musíme počítat s tou skutečností, že pro jejich správnou interpretaci je potřeba provéstprůkazné zkoušky (vrty) a že jejich vyhodnocení jsou velmi náročná na správné posouzení možnostivyužití v daných podmínkách horninového prostředí (permitivita prostředí, resp. elektrickávodivost) rušivých vlivů okolního prostředí, zkušenosti interpretátora původního záznamus vyhodnocováním záznamů z podobného horninového prostředí (vše je závislé na stanovenírychlosti průchodu elektromagnetických vln daným prostředím a kontrastu mezi jednotlivýmičástmi zkoumaného prostředí). Ale i přes tyto skutečnosti lze konstatovat, že tyto metody mají abudou mít, a dá se říct i stále více, své uplatnění v technické praxi. A právě jednou aplikací, jevyužití jedné z metod, georadar, pro vyhledávání inženýrských sítí. V současné době je tatoproblematika řešena v rámci projektu ORFEUS [1].Projekt ORFEUSProjekt s názvem ORFEUS, řešený v rámci 6. rámcového programu EU, navazuje na dříveřešený projekt GIGA. Název ORFEUS představuje akronym celého názvu (Optimized Radar toFind Every Utility in the Street). Hlavním cílem projektu je eliminace výkopových prací přiopravách porušených inženýrských sítí všech typů, či snížení rizika jejich poškození lepšídokumentací jejich skutečné polohy, není možno pochybovat a o jejich negativních dopadech naběžný život a činnosti s tím související také ne.1 Vysoké učení technické v Brně, Fakulta stavební, mica.l@fce.vutbr.cz2 Osys Technology Ltd, Newcastle upon Tyne, UK

10 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicDílčí cíle jsou pak následující:• Zlepšit identifikační schopnosti GPR - hloubku dosahu na 1.5 m a rozlišení(identifikovatelnost menších objektů)• Vyvinout subsystém GPR eliminující negativní vlivy okolí při měření• Vyvinout širokopásmovou anténu (UWB) schopnou rychle měnit vyzařovací charakteristikuv souladu typem horninového prostředí• Vyvinout radar, který bude umístěn přímo ve vrtné hlavě řiditelných vodorovných vrtnýchsouprav pro pokládku trub a kabelů a bude v reálném čase poskytovat informace opřekážkách v okolí vrtné hlavy a tím bezpečněji provádět vrty v blízkosti inženýrských sítí• Zvýšit úroveň znalostí o elektrických vlastnostech a chování horninového prostředí• Šíření povědomí o využití radarových technologií pro identifikaci objektů v základové půděNa řešení projektu se podílí nejen universitní týmy s odbornostmi přes elektroinženýrství až popřírodní vědy, ale i významné průmyslové podniky či komerční inženýrské firmy spravujícíinženýrské sítě či vyrábějící georadar.OSYS Technology, Ltd.Ingegneria Die Sistemi s.p.a.UKWIRGaz de FranceTracto-Technik GmbH & Co.KGGERGTechnical University of DelftFirenze UniversityBrno University of Technologywww.osys.co.ukwww.ids-spa.itwww.ukwir.orgwww.gazdefrance.comwww.tracto-technik.dewww.gerg.euwww.tudelft.nlwww.unifi.itwww.vutbr.czCelý projekt je rozdělen do sedmi tzv. pracovních celků (work package – WP). Každý WP sezabývá určitou částí projektu a je řízen některým z partnerů.Zástupci brněnské stavební fakulty se podílejí spolu s Universitou v Delftu na work package WP4000.WP 4000 Měření charakteristik zemin• Výběr a implementace metod měření parametrů horninového prostředí;• Program měření;Cílem tohoto pracovního balíčku je měření parametrů zemin podstatných pro měření GPR.Měření bude prováděno na vybraných zeminách, při různých teplotách a vlhkosti. Výsledkemměření bude vědecký podklad pro optimální návrh nastavení georadaru pro různé typy horninovéhoprostředí. Pro praktické použití georadaru bude pro vybrané oblasti zpracována „mapa vhodnostipoužití georadaru“ a to z výsledků měření elektrických a geotechnických charakteristik zemin.Více informací o projektu lze nalézt na následujících webových stránkách - http://www.orfeusproject.eu[2].Testovací programV roce 2008 byl zahájen testovací program, jeho součástí byl popis a stanovení fyzikálněindexových vlastností materiálů, které se nejčastěji nacházejí v okolí inženýrských sítí a ověření

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 11současné verze georadaru pro jejich vyhledávání resp. jeho vyhledávací schopnost. Testováníprobíhalo jak v uměle vytvořených podmínkách (testovací polygon Gas de France- Paříž), tak ipřímo in-situ (ČR – Ivančice).Testovací polygon Gas de France (GdF)Na základě vzájemných konzultací mezi členy projektu ORFEUS bylo na tomto polygonuvytvořeno pět sekcí, ve kterých byly umístněny různé typy inženýrských sítí (ocelové, litonové čiplastové trubky různých průměrů /∅ 20 až 160 mm/) v přesně definovaných polohách. Půdorysnéčlenění spolu s označením průzkumných děl a materiálem v okolí inženýrských sítí je vyobrazenona obrázku 1 (Fig. 1).Obr. 1 Testovací polygon GdF – jednotlivé sekce, půdorysná poloha sítí a průzkumných dělFig. 1 Test site GdF – each sections, ground plan of the position of net and investiagtionTestovaní in situPro druhé testovací místo byla vybrána lokalita nedaleko Brna – Ivančice. Opět i tato lokalitavybrána s ohledem na znalost polohy inženýrských sítí. I když v tomto případě nebyla polohaznáma tak přesně, jak tomu bylo na polygonu GdF. Informace o sítích byly čerpány ze zdrojůsprávce síti v tomto regionu (Vodárenská akciová společnost, a.s.). Z hlediska okrajovýchpodmínek na této lokalitě bylo prostředí tvořeno, dle konkrétního místa testování, písčitýmizeminami, sprašemi, jíly či recykláty. Jedním z měřených míst v tomto souboru byla lokalitaIvančice-prameniště, kde v podloží se nachází písčité zeminy, v nichž jsou uloženy PE, PVC alitinové trubky (viz. Obr. 2/ Fig. 2).

12 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicObr. 2 Situace rozmístnění průzkumných děl a geofyzikálních profilů na lokalitě Ivančiceprameniště(modrá line – potrubí; hnědá tečkovaná čára – georadarový profil, S1 – vrt)Fig. 2 Layout map of geotechnical probes position and geophysical profiles measured in localityInvacice-prameniste (blue lines – water pipelines; dotted brown lines represent GPR profiles, S1marks position of geotechnical probes).Závěrečné shrnutíPříspěvek stručně představuje mezinárodní projekt ORFEUS, zabývající se vývojem azdokonalením georadarů pro vyhledávání inženýrských sítích uložených v zemi. Jsou zde uvedenyzákladní cíle projektu ORFEUS a organizace, které se na jeho řešení podílí. Po jeho ukončení v roce2009 bude k dispozici nově navržený georadar pro vyhledávání inženýrských sítí a překážek podpovrchem a georadar ve vrtné hlavě, který bude zajišťovat větší bezpečnost při vrtání v blízkostipodzemních inženýrských sítí. Produkty budou určeny zejména provozovatelům inženýrských sítí,stavebním firmám a projekčním kancelářím.PoděkováníTento článek byl zpracován za podpory projektu ORFEUS, Contract No. 036856 (GOCE),řešeného v rámci 6. rámcového programu EU na Ústavu vodního hospodářství obcí a Ústavugeotechniky, FAST VUT v Brně.The Orfeus project is partly supported by the European Commission‘s 6th Framework Programfor Community Research ("Thematic Priority" area of sustainable development, global change andecosystems), managed by Directorate General for Research under the contract n° FP6-2005-Global-4-036856 and would not have been possible without the support of the Commission.Literatura[1] Annex I – „Description of Work“, project ORFEUS – Optimised Radar to Find Every Utility inthe Streeet, Contract no. 036856, Sixth Framework Programme Priority (4), Specific TargetedResearch or Innovation Project[2] http://www.orfeus-project.eu

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 13MOŽNOSTI UŽITÍ GEOFYZIKÁLNÍCH METOD PŘIINŽENÝRSKO - GEOLOGICKÝCH PRŮZKUMECH PROVODNÍ STAVBYTHE POSSIBILITIES OF UTILIZATION OFGEOPHYSICAL METHODS AT ENGINEERINGGEOLOGICAL INVESTIGATION FOR WATERSTRUCTURESÚvodVěra GlisníkováThe article deals with geophysical methods used in engineering geological investigation ofwater structures. The paper describes also one case study of regular application ofgeophysical survey of lake “Srdíčko” nearly Račice.Na možnosti využití geofyzikálních metod v geotechnice bylo poukázáno již ve 2. poloviněminulého století, v geotechnickém průzkumu jsou pak běžně používány v posledních třiceti letech,dodnes však ze strany geotechniků panuje jistá nedůvěra k těmto metodám. Geofyzikální metodymohou být však užitečné i ve vodním stavitelství při kontrole stavu hrázních těles, jako jeposouzení nebezpečí podmoků a průsaků hrází, nalezení zdroje průsakové vody, zjištění kvalitypodloží hrází, stanovení základních strukturních prvků hrází, identifikace stavu jádra. Použitégeofyzikální metody (vertikální elektrické sondování, dipólové elektromagnetické profilování,georadar) při správném nasazení a především následném správném vyhodnocení mohou kvalitativníi kvantitativní vlastnosti prostředí značně upřesnit. V článku je kromě popisu výše zmíněnýchmetod popsán konkrétní příklad správné aplikace geofyzikálních metod ve vodním stavitelství(rybník Srdíčko nedaleko Račic).Metody geofyzikální prospekceMetoda půdního radaru (GPR)Tato metoda je založena na získávání odrazů elektromagnetických impulsů od rozhranízemin s rozdílnou relativní permitivitou ε r . Kvalita a čas odrazu závisí na hloubce odraznéhorozhraní, permitivitě měřeného prostředí, vzdálenosti vysílací a přijímací antény. Hloubkový dosahmetody závisí na použité frekvenci antén a na permitivitě prostředí. Metoda zjišťuje subhorizontálníodrazná rozhraní zemin a hornin, jejich reliéf, porušení, dutiny ap. Výstupem měření jsou časové,resp. hloubkové řezy, radarogramy, s interpretací zjištěných nehomogenit.Metoda dipólového magnetického profilování (DEMP)Metoda je založena na nepřímém měření zdánlivé konduktivity (měrné elektrické vodivosti)Věra Glisníková, Ústav geotechniky, Fakulta stavební, Vysoké učení technické v Brně, glisnikova.v@fce.vutbr.cz

14 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republiczemin a hornin do hloubky ca 5 až 10m (obr. 1). Měřené hodnoty jsou uváděny v jednotkáchmiliSiemens na metr [mS/m]. Obecně lze říci, že zdánlivá vodivost hornin vzrůstá s foliací astupněm porušení a zvětrání, klesá se zpevněním; vodivost zemin roste se zvodněním a s vyššímpodílem jemnozrnné frakce. Vířivé proudy, indukované v kovech, potrubích a některých kabelech,způsobují typické vysokovodivostní anomálie (přes 50mSm), doprovázené inverzí do zápornýchhodnot.V plošné variantě metoda mapuje směr a plošný rozsah poruch, zvodnělých a selektivnězvětralých zón ve skalním podloží, plošný rozsah jemnozrnných, resp. zvodnělých zemin v pokryvunebo nezpevněných sedimentech. Metodou DEMP lze také s poměrně vysokou přesnostílokalizovat inženýrské sítě, podzemní stavby, dutiny, kovy ap.Výhodou této metody je malá nákladovost, zejména v plošné (2D) aplikaci, snadné měření,realizovatelné i v obtížných podmínkách, dále jednoduché numerické vyhodnocení získaných dat,plošný přehled připovrchových poměrů lokality, včetně připovrchových indikací hlubšího porušenískalního podloží. Mezi nevýhody lze obecně řadit někdy přehlušující projevy velkých povrchovýchkovových předmětů a některých inženýrských sítí, dále široký záběr různorodých nehomogenit,vyžadujících základní znalosti geologického prostředí a zkušenost interpretátora. Další nevýhodouse jeví možnost pouze odhadnout hloubkové poměry (3D model) lokality, tento jev lze eliminovatnapř. použitím různých roztečí dipólů, případně doplnit jinou metodou (VDV, VES).σ DEMPObr. 1 Příklad mapy plošného rozložení σ DEMPMetoda vertikálního elektrického sondování (VES)Metoda je založena na přímém měření zdánlivých rezistivit zemin a hornin, s hloubkoudosahu závislou na rozteči proudových elektrod AB. Vzdalováním těchto elektrod v rámci měřeníjedné sondy získáme křivku zdánlivých rezistivit ρ zd [Ωm] na fiktivní hloubce, tj. rozteči AB/2.Řazením sond do profilu s určitým krokem a interpretací odporových křivek získáme hloubky,mocnosti a reálné rezistivity horizontů, jimž přiřazujeme geologický význam. Skokové změnyreálných měrných odporů ρ z v horizontálním směru potom indikují subvertikální nehomogenity(kontakty, pásma poruch). Velkou výhodou pro korektní vyhodnocení naměřených dat je základníznalost geologického prostředí (rešerše, geologické vrty).

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 15Průzkum hráze rybníka „Srdíčko“ v RačicíchRybníček Srdíčko se nachází poblíž JZ okraje obce Račice, v zámeckém areálu mimozastavěnou plochu (obr. 2). Z geologického hlediska je podloží lokality tvořeno skalnímisedimentárními horninami Moravskoslezského kulmu (spodní karbon), slepenci račickými alulečskými; v údolích souvisejících s Vyškovskou Bránou neogenními mořskými sedimenty (spodníbáden), vápnitými jíly (tégly) a písky. Svrchní útvary (kvartér) jsou na lokalitě zastoupeny převážněsvahovými hlínami a sutěmi, v depresích aluviálními jílovitými hlínami a jíly, v blízkostiintravilánu také navážkami po terénních úpravách. Podzemní voda je na lokalitě vázána naprodlouženou hladinu povrchového toku, případně na zvodně z přilehlých svahů.Rybníček Srdíčko, o rozměrech 60 krát 60m leží v údolní nivě vodoteče pod přilehlýmzámeckým vrchem. Sypaná hráz směru JJV – SSZ leží při V okraji vodního díla, výška hráze je ca3,5m, výpust je situována v JV rohu. Dílo je vybaveno povodňovým obchvatem při J okraji. Hráz jena návodní straně obezděna.Porucha hráze byla lokalizována přibližně 10m od JV rohu na vnější straně jako výron vody,podchycena byla zavedením drénu, nádrž byla z důvodu poruchy vypuštěna.Obr. 2 Situace zkoumané lokalityPředmětem průzkumných prací byla především kontrola stavu hrázního tělesa, zejména poopravě poruchy hráze, pro průzkumné práce byly stanoveny následující cíle:• vrtem do podloží hráze, zjistit stav poruchy hráze po opravě• geofyzikální metodikou a rozborem vzorků zemin z vrtu posoudit charakter a propustnostzemin tělesa hráze• geofyzikální prospekcí posoudit možnosti dalších průsaků hráze• podat doporučení pro další postup.

16 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicPro řešení zadaných úkolů byla aplikována metoda dipólového elektromagnetickéhoprofilování (DEMP) a metoda půdního georadaru (GPR). Z odvrtaného jádra byly následněodebrány vzorky zemin, které byly podrobeny laboratornímu zrnitostnímu rozboru.Z výsledků měření metodou DEMP (na lokalitě bylo měřeno konduktometrem KD-1 s roztečíměřicího dipólu 3,7m, v koruně hráze a na výtokové straně s krokem profilů 3m a krokem měření5m, celkem bylo odměřeno 100 bodů na ploše 0,126ha) bylo patrné, že oblast snížené konduktivity,a tím i zvodnění povrchových útvarů, je vázána na oblast opravené části hráze. Dále na SSZ rohurybníčka bylo zjištěno, že (přes rušivé předměty na lokalitě) se konduktivita zemin postupnězvyšuje a obraz v mapě tvoří lineární zóny zvýšené konduktivity (kolektory vody).Z výsledků měření georadarem (měřicí aparaturou byl digitální georadar RAMAC X3M švédskéfirmy GeoScience Malå, použity byly antény 250 MHz s roztečí vysílače a přijímače 0,5m ahloubkovým dosahem ca 5m; měření probíhalo na profilu v koruně hráze, vzorkovací interval byl0,05m, byla proměřena celková délka profilu 70m) bylo patrné situování propusti a poruchy v hrázi.Z výsledků průzkumu bylo možné formulovat následující závěry:1) Stávající drén se analýzou výsledků plošného měření jevil jako funkční, odvádějící voduz tělesa oboustranně ca 10m od opravené poruchy. Porucha (prosednutí zemin) hráze bylavšak z měření GRP dobře patrná a je otázkou, zda drén neřešil pouze následek (odvodněníprůsaku), nikoli příčinu.2) Zeminy hráze (navážky) lze klasifikovat podle ČSN 73 1001 jako jíl písčitý, s převažujícímpodílem prachovité až písčité složky, se součinitelem filtrace v řádu 10 -7 ms -1 , tedy na mezipřijatelnosti. Podloží hráze je tvořeno aluviálním jílem s koeficientem filtrace v řádu 10 -9 až10 -10 ms -1 , z hlediska propustnosti velmi dobře vyhovujícím.3) V hloubce okolo 3m byla zastižena zvodnělá poloha na rozhraní odlišných typůpísčitojílovitých navážek, probíhající zřejmě podél celé hráze a způsobující zvýšeníkonduktivity zemin na odtokové straně, zejména v SSV části tělesa, nebylo možno posouditintenzitu průsaku nebo nasycení (nádrž byla v době měření vypuštěna). Bylo doporučenoověřit vrtem (a rozborem vzorků zemin) stav hrázního tělesa v jeho SSV.ZávěrMetody užité geofyziky, používané v rámci inženýrsko-geologických průzkumů při kontrolestavu hrázních těles, např. pro posouzení nebezpečí podmoků a průsaků hrází, nalezení zdrojeprůsakové vody, zjištění kvality podloží hrází, potvrzují svoji opodstatněnost. Důležitá je všakvolba vhodné a účelné kombinace geofyzikálních a sondážních metod a především následnásprávná interpretace naměřených veličin.PoděkováníPříspěvek byl zpracován s laskavým přispěním záměru MSM 0021630519.Literatura[1] DĚDKOVÁ, J., DOSTÁL, P.: Průzkum hráze rybníčka „Srdíčko“ v Račicích. Závěrečnázpráva o inženýrsko - geologickém a geotechnickém průzkumu, GEODRILL, s.r.o., Brno,2008[2] TELFORD, W. M., GELDART, L. P., SHERIFF, R. E.: Applied Geophysics, CambridgeUniversity Press, USA 1990, ISBN 0-521-33938-3

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 17K HODNOCENÍ PŘEKONSOLIDACE BRNĚNSKÉHOMIOCÉNNÍHO JÍLUCONSOLIDATION PROPERTIES ESTIMATION OFMIOCENE BRNO-CLAYSÚvodAlexandra ErbenováAbstract: In the laboratory, the consolidation properties of Miocene Brno-Clays weredetermined from the consolidation tests. From the measured data, the consolidation curvewas plotted. This data is useful in determining the compression index, the recompressionindex and the preconsolidation pressure (or maximum past pressure) of this soil. Theconsolidation properties are used to estimate the magnitude and the rate of both primaryand secondary consolidation settlement of a construction or an earthfill. Estimates of thistype are a key importance in the design of engineered structures and the evaluation of teirperformance.Mechanické chování zemin lze analyzovat na dvou úrovních: makromechanické (tj. tzv.fenomenologický přístup, který zpravidla nezohledňuje předpoklady o struktuře zeminy) amikromechanické (strukturní přístup, který akceptuje nespojitost struktury, např. existenci pórů).Strukturní přístup dává poznatky o mechanismu reálného chování zeminy a umožňuje formulovatfenomenologický konstituční vztah s parametry, které lze jednoznačně a dostatečně obecnědefinovat jen laboratorními zkouškami.Počet experimentálně měřitelných parametrů, které ovlivňují mechanické chování jílů a měly byse tedy na formě konstitučního vztahu projevit, je u těchto zemin značný. Dominuje vliv anizotropiea nehomogenity a je nutné sledovat strukturu, deformační chování a pevnostní charakteristiky, vlivpřekonsolidačního poměru apod.Pro značné plošné rozšíření a mocnost komplexu vápnitých jílů jako součásti mořskýchmiocénních sedimentů vyplňujících jihozápadní část karpatské předhlubně na Moravě je nutnépočítat s těmito zeminami jako základovou půdou pro geotechnická díla v budoucnosti.Za účelem rozšíření poznatků o projevech deformačního chování brněnského miocénního jílubyla na těchto zeminách provedena v Laboratoři mechaniky zemin Ústavu geotechniky sérienestandardních zkoušek stlačitelnosti, jejichž metodika a výsledky jsou popsány níže.Tyto zkoušky byly vyvinuty za účelem stanovení velikosti objemových změn vzorku zeminybez možnosti laterální deformace pro různá vertikální napětí. Z naměřených dat byly sestavenygrafy závislosti vertikálního napětí a čísla pórovitosti, zjištěny hodnoty indexů komprese arekomprese, překonsolidačního napětí (počátečního efektivního vertikálního napětí v minulosti,σ v0´) a stupně překonsolidace OCR.Z těchto charakteristik lze predikovat některé projevy mechanického chování zeminy, zejménavelikost a rychlost primární a sekundární konsolidace a sedání základové půdy nebo zemníkonstrukce a předvídat tak jejich deformace a možné účinky na stavební konstrukce.Alexandra Erbenová, Ústav geotechniky Fakulty stavební VUT v Brně, Veveří 95, 602 00 Brno,erbenova.a@fce.vutbr.cz

18 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicMetodika zkoušekTestování zemin bylo provedeno v standardním edometrickém přístroji používaném prozjištění deformačních charakteristik zemin při jednoosé stlačitelnosti bez možnosti bočníhopřetvoření. Byla použita edometrická krabice (kovový prstenec 100 x 30 mm, porézní destičky,válec s vodou a píst).Vzorek zeminy typu N byl připraven z neporušeného vzorku standardním způsobem, osazen azalit vodou a byla provedena rekonsolidace, která byla ukončena po 72 hodinách.V průběhu vlastní zkoušky bylo nanášeno vertikální napětí v těchto zatěžovacích stupních po 24hodinách: 0.07 – 0.15 – 0,25 – 0,40 – 0,25 – 0,15 – 0,30 – 0,50 – 0,70 – 0,01MPa.Pro jednotlivé zatěžovací stupně byla zaznamenávána svislá deformace vzorku. Potom bylazkouška ukončena.Koeficient komprese C c je definován jako sklon křivky závislosti vertikálního efektivníhonapětí a čísla pórovitosti v logaritmickém měřítku při zatěžování (vzrůstajícím vertikálnímefektivním napětí).Koeficient rekomprese C r je definován jako průměrný sklon křivky závislosti vertikálníhoefektivního napětí a čísla pórovitosti v logaritmickém měřítku při odlehčování (snižujícím severtikálním efektivním napětí).Stupeň překonsolidace OCR byl vypočten standardně jako poměr překonsolidačního napětí(počátečního vertikálního efektivního napětí v minulosti, σ v0´) k současnému vertikálnímuefektivnímu napětí.Naměřené hodnoty a výsledky zkoušekTestovány byly vzorky vrtných jader brněnského miocénního jílu z lokality Brno, ul. Křenováz hloubky 12 m (A) a 24 m (B) a téhož jílu z lokality Brno, Šilingrovo nám. z hloubky 24m (C).Z každého neporušeného vzorku z příslušné hloubky mohla být vyrobena tři zkušební tělíska. Grafyreprezentující výsledky dílčích zkoušek jsou označeny A1, A.2, A.3; B1, B.2, B.3; C.1, C.2, C.3.Hodnoty C c, C r, a σ v0´ jsou tedy spočítány pro každou hloubku jako průměr těchto tří dílčíchvýsledků.e 0,450,440,430,42y = -0,0241x + 0,40390,410,40,39y = -0,1134x + 0,36950,380,37-1,4 -1,2 -1 -0,8 -0,6 -0,4 -0,2log(σ)0Fig. 1 Deformační charakteristiky jílu zlokality Brno, ul.Křenová z hloubky 12m. Dílčí zkouška A1. Tečny zatěžovací(zeleně) a odtěžovací (červeně) křivky.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 190,45e0,44σ vmax =0,2780,430,420,410,40,390,380,370,01 0,1σ [MPa]1Fig. 2 Deformační charakteristiky jílu z lokality Brno,ul.Křenová, z hloubky 12 m.Dílčí zkouška A1. Původnívertikální efektivní napětí.Vyhodnocení zkoušekZ naměřených hodnot byly spočítány hodnoty indexu komprese C c , indexu rekomprese C r ,původního napětí σ v0´a překonsolidačního poměru OCR pro brněnský miocénní jíl.V tab. 1, 2 a 3 je provedeno vyhodnocení zkoušek pro testované lokality.index komprese C c [-] index rekomprese C r [-] původní napětí σ v0´ [MPa]0,113 0,024 0,3800,114 0,019 0,3820,109 0,018 0,370průměrné hodnoty0,112 0,02 0,377současné efektivní vertikální napětí σ v [MPa] = 0,102překonsolidační poměr OCR = 3,7Tab.1 Jíl Brno, ul.Křenová, z hloubky 12 m.

20 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicindex komprese C c [-] index rekomprese C r [-] Původní napětí σ v0´ [MPa]0,1236 0,033 0,5170,1017 0,0217 0,4720,0919 0,0205 0,477průměrné hodnoty0,106 0,025 0,489současné efektivní vertikální napětí σ v [MPa] = 0,217překonsolidační poměr OCR = 2,3Tab.2 Jíl Brno, ul.Křenová, z hloubky 24 m.index komprese C c [-] index rekomprese C r [-] původní napětí σ v0´ [MPa]0,0992 0,0248 0,4580,094 0,0201 0,4380,1077 0,0269 0,493průměrné hodnoty0,100 0,024 0,463současné efektivní vertikální napětí σ v [MPa] = 0,208překonsolidační poměr OCR = 2,3Tab.3 Jíl Brno, Šilingrovo nám., z hloubky 24 m.Předložené výsledky zkoušek brněnského miocénního jílu ukazují na překonsolidaci těchtosedimentů a existenci překonsolidované připovrchové krusty. V této fázi geologického vývoje sev současné době nachází většina jemnozrnných přírodních sedimentů [Mayne, 1980].Poděkování: Příspěvek byl zpracován za finanční podpory Grantové agentury České republikyv rámci záměru MSM 0021630519 a grantového projektu GA 103/06/1124.Literatura[1] BUDHU, M. (2000): Soil Mechanics and Foundations. John Wiley and Sons, New York.[2] FEDA, J. (2002): Perspektivy strukturní mechaniky zemin. Geotechnika 2, 3, 4, 2002, 3-8, 3-7,3-7.[3] MAYNE, P. W. (1980): Cam-Clay Predictions of Undrained Strength. J. Geotech. Eng. Div.,106 (GT11), 1219-1242.[4] WOOD, D. M. (1990): Soil Behaviour and Critical State Soil Mechanics. Cambridge UniversityPress, Cambridge, UK.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 21ÚLOHA GEOTECHNIKA V OBLASTI UDRŽITELNÉVÝSTAVBYROLE OF GEOTECHNICAL ENGINEERING INSUSTAINABLE CONSTRUCTIONIvan Vaníček * , Daniel Jirásko **New approach “Sustainable Construction” shows that an excellent technical solution is anecessary precondition, but not a sufficient one. Other aspects to which the modernproject must apply itself to, are the environmental, sociological and architectural ones,and of course also an economic perspective because the final solution should beeconomically competitive.Research project “Sustainable Construction” is solved at the Faculty of Civil Engineeringof the Czech Technical University in Prague and has 4 main working packages:WP 1 – Construction on brownfieldsWP 2 – Sustainable construction of buildingWP 3 – Utilization of waste materials in civil engineeringWP 4 – Natural hazards (accidents) – prevention, interaction with structuresIn the paper geotechnical aspects for all of these main packages are described in moredetails.Výzkumný záměr MŠMT Udržitelná výstavba, který je řešen na Fakultě stavební ČVUT Prahav obecné rovině vychází ze zásad, které se dají shrnout následovně. Na podkladě technického řešenízohledňujícího aspekty životního prostředí (environmentally friendly), při zachování ekonomickékonkurenceschopnosti (economically competitive) a hledisek architektonických a sociologických,zajistit ekonomicky konkurenceschopnou výstavbu s vyšší užitnou hodnotou a to při nižšíenergetické náročnosti, s nižšími nároky na surovinové vstupy a na nové pozemky, při současnémsnížení rizika ohrožení lidského zdraví životů při přírodních katastrofách, haváriích a nehodách.Výzkumný záměr se proto zaměřuje na následující 4 základní pracovní okruhy:WP 1 – výstavba na brownfieldsWP 2 – udržitelná výstavba budovWP 3 – využití odpadních hmot, recyklátů ve stavebnictvíWP 4 – přírodní katastrofy (živly, nehody) – optimalizace ochrany, interakce se stavebnímikonstrukcemi.Avšak snahou je neřešit jednotlivé pracovní okruhy odděleně, ale pokud možno conejprovázaněji. V tomto smyslu má geotechnika významnou, možno říci sjednocující úlohu, neboťdo určité míry je přímo či nepřímo účastna všech základních řešených okruhů. Tyto budou následněblížeji specifikovány.*Ivan Vaníček, Katedra geotechniky, Fakulta stavební, České vysoké učení technické v Praze, vaniceki@fsv.cvut.cz**Daniel Jirásko, Katedra geotechniky, Fakulta stavební, České vysoké učení technické v Praze,daniel.jirasko@fsv.cvut.cz

22 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicWP 1: Výstavba na brownfieldsDenně v České Republice dochází ke ztrátě ca 18 ha tzv. zelené louky a největší podíl na tommá právě výstavba. Proto hlavní snahou je v daleko větší míře směřovat novou výstavbu napozemky označené jako brownfields – pozemky, které již byly dříve nějakým způsobemexploatovány a dnes jsou podhodnocené, opuštěné, někdy i částečně znehodnocené. Přičemžnegativní dopad na podloží může být vyvolán jak chemickými změnami – kontaminací podloží, takzměnami fyzikálními, kdy podloží je narušené, vykazuje vyšší pórovitost a tím následně vykazujevyšší deformace, sedání nových objektů. Úloha geotechniky, především však geotechnikyenvironmentální, je minimálně v těchto okruzích:• Geo-environmentální průzkum v prvé fázi hodnocení lokalit brownfields sehrávávýznamnou roli (ať již jde o vyhodnocení mapových podkladů od stolu či pochůzkamia vlastními průzkumnými metodami in situ) a dává tak velmi dobré podklady pronásledující rozhodování, nejen na úrovni municipalit ale i na úrovní potenciálníchdeveloperů či investorů.• Při sanaci kontaminovaného podloží lze aplikovat metody známé z environmentálnígeotechniky, např.[4], například metody enkapsulace [3], stabilizace, propustnýchreaktivních bariér [1], resp. pozitivně ovlivňuje i další sanační metody, např. prosanační čerpání optimalizaci čerpacích vrtů apod.• Sehrává pozitivní roli při možnosti využití starých základů i pro novou výstavbu,[6].Určitou specifikou v tomto směru jsou „důlní“ brownfields – především lokalita Severočeskéhnědouhelné pánve, kde výstavba na výsypkách nadložních jílů je praktickou nutností [2].WP 2: Udržitelná výstavba budovZde je třeba si uvědomit, že člověk stráví většinu času uvnitř objektů – kde vnitřní prostředívyžaduje vysoké nároky na zdroje energie i na zdravé prostředí. Zhruba 30% veškeré spotřebovanéenergie na Zemi je spotřebováno na výstavbu a provoz těchto budov. Zhruba to odpovídá množstvíenergie spotřebované v průmyslu a v dopravě. Především doprava zboží i osob má v poslední doběsilně vzrůstající tendenci a i když dochází k dílčím úsporám v rámci využití nových technologiítento poměr (například jen s ohledem na silniční a leteckou dopravu) narůstá. Obdobný princip lzeaplikovat na průmysl, kdy ve vyspělých zemích je sice zaznamenáván přechod na technologies vyšší přidanou hodnotou, ale v rozvojových zemích spotřeba prudce roste. Proto hlavním cílemv tomto pracovním okruhu je snížení energetické náročnosti a to v celé fázi životnosti objektů, tak is ohledem na zdravotní rizika. Proto pozornost je věnována především stavebně-fyzikálnímvlastnostem budov; systémům technického zařízení budov a energetické koncepci budov. Přesto igeotechnika zde může a již sehrává určitou pozitivní roli.• Při vytápění (ochlazování budov) lze nasávaný vzduch (do objektů izolovaných nejenteplotně ale i vzduchově) nechat procházet podložím – kde se buď předehřívá (v zimě)a nebo naopak ochlazuje (v létě). Do popředí vystupují problémy šíření tepla v zemnímprostředí.• Významným prvkem se stává geotermální energie – pro malé hloubky lze využíttepelných čerpadel (vrty, plošné prvky); pro velké hloubky potom významné zdrojeenergie velkého rozsahu.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 23• Energetické piloty, obecně podzemní konstrukce, do nichž jsou zabudovány trubkys cirkulujícím médiem a jichž lze využít jak k akumulaci tepla do podloží v době jehopřebytku, tak k jeho exploataci v době nedostatku.Určitou specifikou je vyhledávání vhodných lokalit pro fotovoltaické elektrárny a to předevšímna povrchu různých odvalů, výsypek, jejichž povrch je dosud nevyužíván.WP 3: Využití odpadních hmot, recyklátů ve stavebnictvíZaměření tohoto okruhu není jen na typický stavební odpad, po jeho recyklace zpětné využití(např. recyklace asfaltových vozovek, ale obecně jakéhokoliv stavebního – demoličního - odpadu),ale i na odpady z těžby surovin a energetického, těžkého průmyslu, jako je popílek, struska, škvára,zbytky po vytřídění frakcí v lomech apod. V posledním případě často hovoříme o velkoobjemovémodpadu. Přičemž za velkoobjemový odpad lze uvažovat i materiál výsypek. Geotechnika sev převážné míře věnuje velkoobjemovému odpadu, ale pomáhá řešit i využití jiných, novýchrecyklátů v zemních konstrukcích – například vyztuženého cihlo-vlákno-betonu z recyklovanéhodemoličního odpadu v konstrukční vrstvě pozemních komunikací a jako významný protierozníprvek při protipovodňové ochraně.• Využití odpadu typu popílku, strusky, škváry především v zemních konstrukcíchsilničního a železničního stavitelství, přičemž jsou sledovány dva základní okruhy.První se týká dopadu využitého odpadního materiálu na mezní stavy zemníchkonstrukcí, především mezní stav stability, deformace, povrchové a vnitřní eroze av případě nutnosti je doporučováno zlepšení (stabilizace, vyztužení). Druhý okruh jetypicky environmentální, posuzuje potenciální šíření výluhů z použitého materiálu ajeho potenciální možnost kontaminace životního prostředí, např. [5].• Do obdobné tématiky patří i otázka využití vytěžených zemin a hornin, zajímavá jenapříklad otázka využití vytěžených zemin z metra, podzemních konstrukcí obecně a tojak do zemních konstrukcí dopravních staveb, tak i do staveb environmentálních, jakoje například povrchové těsnění skládek, odkališť apod.Je zajímavé, že se mění pohled na vyrovnanost kubatur zemních konstrukcí dopravních staveb,s ohledem na možnosti aplikace velkoobjemových odpadů mohou převažovat násypy nad zářezy.Do této skupiny lze zařadit i snížení negativního odpadu na ŽP velkoobjemového odpadu,který se zatím nedá využít a musí se ukládat na různé výsypky, odkaliště, skládky. Nároky jsoudány nejen ochranou okolního prostředí, například aplikací těsnění pro eliminaci úniku skládkovýchvod a plynů do okolí pomocí zemního těsnění, ale i uložení tohoto odpadu takovým způsobem, abyse případně v budoucnosti dal pomocí nových technologií dále využít. Například v tomto směrujsou zajímavá různá odkaliště, i odkaliště po těžbě a úpravě uranu.WP 4: – přírodní katastrofy (živly, nehody) – optimalizace ochrany, interakce se stavebnímikonstrukcemi.Zde z přírodních katastrof jsou pro naší republiku typické sesuvy a povodně, v menší míře jižzemětřesení, kde je významná například otázka zda zemětřesení, seismická činnost nemůženegativně ovlivnit některé objekty (např. atomové elektrárny) velmi citlivé na ŽP. Z živlů jsou to

24 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicpotom především požáry a z nehod dopravní nehody. Všechny tyto okruhy jsou v rámci Udržitelnévýstavby řešeny, avšak geotechnika se zaměřuje na prvé dva body.• V oblasti sesuvů je současná pozornost zaměřena na sesuvy v oblasti výsypekv Severočeském hnědouhelném revíru, ať již pro rekultivaci jejich povrchu, takz pohledu jejich potenciální zástavby, a to v blízkém horizontu, kdy se jedná ostabilizaci některých svahových pohybů avšak téměř plouživého charakteru (s pomalýmposunem za rok). V dlouhodobém horizontu jde o sledování vlivu extrémních srážek nadlouhodobou stabilitu svahu výsypek, která bude rozhodující z pohledu plánovanévýstavby na výsypkách.• V oblasti protipovodňové ochrany jsou řešeny mezní stavy zemních konstrukcívodohospodářských staveb v souladu s EC 7-1, především mezní stavy typu HYD. Zdena základě vyhodnocení poruch do popředí vystupují poruchy vyvolané povrchovou avnitřní erozí. Dosavadní šetření ukazuje, že protipovodňové hráze mají svá specifikaoproti malým sypaným hrázím a je třeba je zohlednit, [5]. Z nich lze uvést například 3D efekt, kdy riziko hráze protipovodňové je spojeno s malým rozhodujícím úsekem,řádově 5-10 m, zatímco na zbývajícím úseku i několika kilometrů může být hrázbezpečná, případně i předimenzovaná. Tato zvýšená rizika neplanou jenz proměnlivosti uloženého a zhutněného materiálu v konstrukci hráze, ale i kvalitapodloží, proměnlivost některých parametrů, které lze nesnadno odhalit běžnýmprůzkumem či dokonce i nekvalitní práci při realizaci některých detailů, napříkladkvalita filtrů, drénů apod.Závěrem lze shrnout, že přínos geotechniky k řešení problémů Udržitelné výstavby je velmivýznamný, nutí k přechodu od klasických řešení k řešením inovovaným s možností většího oceněnípotenciálního rizika. Riziko v geotechnice je podstatně vyšší než v dalších oborech stavebnictví,především s ohledem na proměnlivost zemního prostředí obecně, zeminy jako stavebního materiálukonkrétně. Jelikož EC 7-1 Navrhování geotechnických konstrukcí doporučuje návrh přizpůsobitmíře rizika, je vyjádření tohoto rizika i pro budoucnost velmi důležité, Vaníček I (2008).Poděkování.Příspěvek byl zpracován za podpory VZ MSM 6840770005 Udržitelná výstavba.Literatura[1] Jirásko, D.: Vliv propustných reaktivních bariér na proudění podzemní vody. PhD – disertačnípráce, FSv ČVUT Praha 2008, 152 s.[2] Vaníček,I et al: Zakládání staveb na výsypkách. Typizační studie. FSv ČVUT Praha, 1989, 81s.[3] Vaníček,I., Beneš I.: Svislé těsnící prvky pro skládky a ekologické zátěže. Zakládání, Roč. XI,č.2/1999, Zakládání staveb Praha, 1999, s. 22-24.[4] Vaníček,I.: Sanace skládek, starých ekologických zátěží. Vydavatelství ČVUT Praha 2002, 247s.[5] Vaníček I., Vaníček M.: Earth Structures in Transport, Water and Environmental Engineering.Springer, 2008, 637 s, ISBN 978-1-4020-3963-8.[6] Valenta,J.: Problematika využití starých základů. Udržitelná výstavba 4, eds. Vaníček,I.;Záleský J., Vyd. ČVUT Praha, 2008, s. 55-60.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 25ÚvodZAKLADANIE REKONŠTRUOVANÉHO ZIMNÉHOŠTADIÓNAFOUNDATION OF RE-DEVELOPED WINTERSTADIUMPeter Turček * , Roman Ravinger ** , Monika Súľovská ***Because the capacity and standard of existing winter stadiums are not on high level, forthe ice hockey world championship in 2011 the complete reconstruction of winter stadiumin Bratislava has started. The paper deals with the foundation of new columns next to theexisting structure. There were selected micropiles and CFA piles as a best foundationsystem.Usporiadateľom majstrovstiev sveta v ľadovom hokeji 2011 bude Slovensko. Kapacita aštandard existujúcich štadiónov nie sú pre takéto podujatia vyhovujúce. Politickým rozhodnutím sabude rekonštruovať už dva razy upravovaný štadión Ondreja Nepelu. Zvýšenie kapacity a novývzhľad si budú vyžadovať náročné konštrukčné zákroky. Nedostatočné podklady o samotnomobjekte a jeho podloží, ako aj stiesnené priestorové podmienky a napäté termíny vytvorili neľahkéokrajové podmienky. Vychádzajúc z analýzy geotechnických podkladov sa príspevok venujenávrhu založenia doplnkových zvislých nosných konštrukcií [1]. Z dôvodu priestorovéhoobmedzenia ako základové prvky prevládajú mikropilóty, v miestach dostatočne vzdialených odexistujúcich stĺpov boli navrhnuté pilóty typu CFA.Geologické pomery lokalityZáujmová lokalita patrí do Podunajskej nížiny; budovaná je kvartérnymi sedimentmi, ktorýchpodložie tvorí neogén. Kvartérne vrstvy tvoria fluviálne sedimenty, pri povrchu terénuantropogénne uloženiny. Štrkopiesková akumulácia dosahuje značnú hrúbku (prevažne 10 až 15 m,podľa dostupných informácií miestami až 20 m). Štrky s pieskami majú veľmi dobré mechanickécharakteristiky, predovšetkým vysokú šmykovú pevnosť a malú stlačiteľnosť. Podiel na tom má ajspevnenie železitým tmelom, zanechávajúcim červenkastú farbu. V dôsledku spevnenia sa tietopolohy ťažko rozpojujú. Striedajú sa tu vrstvy rôznej zrnitosti, pričom pri povrchu terénu prevažujúílovité a piesčité hliny (tzv. povodňové sedimenty).Dominantnej vrstve štrkov boli prisúdené tieto charakteristiky: ϕ = 42°, E def = 200 MPa, γ = 20kN/m 3 , β = 0,83. V súvrství štrkov sa nachádzajú šošovky drobnozrnných štrkov premenlivejhrúbky, pre ktoré boli stanovené tieto vlastnosti: ϕ = 34°, E def = 50 MPa, γ = 20 kN/m 3 , β = 0,84.Základové škáry nosných zvislých konštrukcií zimného štadióna bolo rozhodnuté umiestniť dopolohy stmelených štrkov.Dôvodom takéhoto rozhodnutia bolo zváženie možného výskytu mierne oslabenej zóny vovrstve kvartérnych štrkov polohou pieskov v podobe nepravidelne sa vyskytujúcej šošovky hrubejdo 1,6 m v rôznych miestach pôdorysu stavby, čo by mohlo mať za následok mierne zvýšeniesadania, resp. v prípade použitia hĺbkových základov mierne zníženie plášťového trenia*Prof. Ing. Peter Turček, PhD. - Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU Bratislava, peter.turcek@stuba.sk** Doc. Ing. Roman Ravinger, PhD. - Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU Bratislava, roman.ravinger@stuba.sk*** Ing. Monika Súľovská, PhD. - Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU Bratislava, monika.sulovska@stuba.sk

26 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicv dotknutom úseku. Ďalším dôvodom bola zistená úroveň neogénneho podložia v hĺbke 12,0 m podpovrchom terénu. Kvalitatívne parametre neogénu sa značne menia aj na malú vodorovnúvzdialenosť. Z hľadiska statického návrhu bola v neogéne uvažovaná ako dominantná zemina ílnízkej plasticity (trieda F6) tuhej konzistencie. Pre potreby hodnotenia priepustnosti bolo potrebnépredpokladať, že vzájomné nepravidelné vyklinovanie neogénnych zemín vytvára málo priepustnéprostredie, čo ovplyvní zabezpečenie suchých výkopov tesniacou konštrukciou. V tabuľke 1 súzhrnuté základné charakteristiky zemín podložia.Tab. 1 Vlastnosti zemín použité v návrhoch základových konštrukciíZemina Tr. γ(kN/m 3 )ϕ ef(°)c ef(kPa)ϕ u(°)íl nízkej plasticity F 6 21,0 19 12 0hlina piesčitá tuhá F 3 18,5 26 12 0piesok ílovitý S 5 18,0 28 6 -štrk zlej zrnitosti G 2 20,0 34 - 36 0 -piesok zlej zrnitosti S 2 18,0 32 - -hlina piesčitá tuhá F 3 20,0 24 14 0íl nízkej plastic. tuhý F 6 21,0 18 14 0c u(kPa)5060---6050E def(MPa)471270 - 1002575β0,470,620,740,900,780,620,47K4K5K6K1K1K1 K2 K2 K2 K2 K2 K2 K1K4K4K4K6K5K1K1K3K3 K3 K3 K3 K3 K1K1Návrh založenia nových stĺpovObr. 1 Pôdorys haly s označením nosných stĺpov (uzlov)Koncepcia zakladania nových stĺpov (ktorých rozmiestnenie je na obr. 1) musela rešpektovaťviacero okolností, medzi ktorými vystupovali do popredia predovšetkým:• priestorové obmedzenia pri zhotovovaní nových základov v tesnej blízkosti existujúcejkonštrukcie;

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 27• voľba spôsobu zakladania, ktorým sa neovplyvní stav napätosti pod jestvujúcimi základovýmipätkami;• výber časovo nenáročných technologických postupov;• zohľadnenie spôsobu zakladania s budovaním nadväzujúcich konštrukcií.Rozhodujúcim kritériom pri hľadaní optimálneho spôsobu zakladania bolo splnenie statickýchpodmienok. Variabilita neogénnych zemín s očakávaním vyššej stlačiteľnosti vrchných polôhneogénu si vyžiadali minimalizovať ovplyvnenie jemnozrnných zemín priťažením. Potreba vnášaťnové priťaženia až pod úrovňou základovej škáry pôvodných základov a využitie vhodnýchvlastností štrkovej polohy viedli k návrhu hĺbkových základov, ktoré budú ukončené ešte v kvartéri.Výber technológií sa sústredil na podzemné steny, pilóty a mikropilóty. Pre každý z uvedenýchkonštrukčných prvkov sa formou parametrickej štúdie hľadali správne rozmery. Po splnenípodmienok únosnosti a používateľnosti jedného prvku od príslušného zaťaženia sa podľa potrebyzostavil model skupinového pôsobenia, ktorý sa posúdil podľa zásad 2. geotechnickej kategórie.Mikropilóty bolo potrebné navrhnúť v línii čelnej strany zimného štadióna, kde nové stĺpybezprostredne susedili so staršími piliermi. Ako príklad navrhnutého riešenia možno uviesťvýsledné riešenie na obr. 2 prenesenia zaťaženia zo stĺpa K5 do mikropilót cez roznášací prah,prekleňujúci základovú pätku existujúceho stĺpa. Premenlivá dĺžka koreňa mikropilót (4 a 5 m) bolavýsledkom optimalizovania statického návrhu. Mierny odklon mikropilóty od zvislice (max. 5°)neznižuje jej únosnosť. Pod dlhšími mikropilótami ostáva ešte min. 4,3 m vrstva štrkov, ktorázabezpečí dostatočné rozptýlenie napätí nad hornou úrovňou neogénu. Únosnosť mikropilótyz hrubostennej oceľovej rúrky Ø 89/10 mm vloženej do vrtu Ø 150 mm a únosnosť okolitéhohorninového prostredia boli stanovené podľa [2]. Treba poznamenať, že statický návrh mikropilótje potrebné overiť zaťažovacími skúškami.železobetónovýprah5°5°koreň MP 5 mkoreň MP 4 mObr. 2 Schematické rozmiestnenie mikropilót v jednom rade pod stĺpom K5Tab. 2 Zhrnutie výsledkov návrhu pilót pod stĺpmi K1, K2 a K3priemer pilóty(mm)dĺžka pilóty(m)U fd(kN)U bd(kN)600 7,0306,25 596,238,0403,60 655,21900 7,0407,53 1347,938,0547,84 1480,62U vd(kN)902,481058,811755,462028,46

28 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicNa podoprenie nových stĺpov pozdĺž dlhších strán haly sa navrhli pilóty typu CFA. Modelovalisa prvky priemeru Ø 600 mm a Ø 900 mm, dlhé 7 a 8 m (pozri tab. 2). Aj v tomto prípade bolzáujem ukončiť pilóty ešte v kvartérnej štrkovej vrstve s dostatočnou priestorovou rezervou nadneogénnou polohou. K statickému návrhu boli použité štandardné výpočtové postupy, ktoré bolioverené výpočtovým programom GEO 5.Pod stĺpy K1, K2 a K3 boli navrhnuté po 4 pilóty CFA Ø 900 mm, dlhé 7 m. Podľa výpočtovrešpektujúcich vlastnosti podložia by predpokladané sadanie pilótovej skupiny nemalo prekročiťhodnotu 5,8 mm.Pod stĺpy K4 na čelnej strane haly, podopierajúce vysunutú rozptylovú plošinu pre divákovbolo potrebné navrhnúť 7 pilót CFA Ø 900 mm, dlhých 8 m, rozmiestnených symetrickyv trojuholníkovej sieti s osovou vzdialenosťou 1,6 m (medzi pilótami bude medzera 0,7 m a celýzáklad bude mať pôdorysné usporiadanie v tvare kruhu). Únosnosť pilótovej skupiny bolavýpočtom preukázaná min. 13,4 MN a jej sadanie menej ako 19,7 mm, čím boli splnené podmienkymedzných stavov.Tab. 3 Zhrnutie únosnosti jednej pilóty pod stĺpom K4priemer pilóty(mm)dĺžka pilóty(m)U fd(kN)600 7,0266,778,0352,71900 7,0356,538,0478,89U bd(kN)580,15639,121311,741444,43U vd(kN)847,92991,831668,271923,23Únosnosť skupiny pilót bude U vd = 7 . 1923,23 = 13462,61 kN > 11850 kNLamely podzemných stien boli posudzované ako alternatívna technológia, ktorá budepravdepodobne použitá v nadväzujúcej časti objektu (podzemné garáže a tréningové plochy).Vzhľadom na priestorové obmedzenia bolo nimi modelované iba podoprenie stĺpov K4, kde bybolo potrebné zhotoviť základ pozostávajúci zo 4 lamiel konštrukčných podzemných stien (2,0 x0,6 m) hlbokých 8,0 m. Vypočítané sadanie takého základu vychádzalo 29,22 mm. Z dôvodunevhodného rozmiestnenia navrhnutých prvkov vyhovujúcich podmienkam medzných stavova očakávaných technologických priestorových ťažkostí pri zhotovovaní neboli podzemné stenyodporúčané ako vhodný spôsob zakladania.ZáverZáverečné odporúčanie spôsobu zakladania zimného štadiónu vychádza zo statickéhovýpočtu troch druhov hĺbkových základov, ktorým sa optimalizovali rozmery jednotlivýchhĺbkových prvkov. Okrem toho sa zvažovali aj technologické možnosti, príp. kolízie technológií.Navrhnuté riešenie okrem toho zohľadnilo aj priestorové možnosti v tesnej blízkosti existujúcichstĺpov haly.PoďakovaniePríspevok je jedným z výstupov grantovej úlohy VEGA č. 1/0619/09 „Zohľadnenie rizík prinavrhovaní geotechnických konštrukcií“.Literatúra[1] TURČEK, P., RAVINGER, R., SÚĽOVSKÁ, M.: Rekonštrukcia zimného štadióna O. Nepeluv Bratislave. Zakladanie - statický výpočet. Bratislava, 12/2008.[2] TURČEK, P., SLÁVIK, I.: Mechanika zemín a zakladanie stavieb. Vydavateľstvo STU vBratislave, 2002, 281 s. ISBN 80-227-1699-5.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 29LOAD-SETTLEMENT CURVE OF BORED PILESJan MasopustThe paper deals with the design method of axially loaded bored piles based on statisticalanalysis of more than 350 field static load tests (MLT) of bored piles made in the CzechRepublic during the past 35 years. The limit state of serviceability is characterized by theconstruction of load-settlement curve that is necessary for the simulating of interactionbetween pile and structure. The first draft was based on the theory of elasticity (Poulos,1972) and on quasi-elastic relations between soil and pile (Desai, 1974, Ellison et. All.,1971). The method was modified by means of back analyses of MLT on piles and recordsof the behavior of structures (Bažant and Masopust, 1978, 1981). Recently, theconstruction of the load-settlement curve of bored piles has been based on a non-linearpile settlement theory (Masopust, 1990, 2003, 2004) with the help of pressiometricmodulus of soil E p and rheological parameter of soil structure according to Menard(1965). The presented non-linear design method was developed for the construction ofload-settlement curve of single bored pile depending on installation methods and types ofsecondary pile shaft insulation in soils with corrosive water condition.IntroductionFirst results of the statistical analysis of the set of 226 static load tests performed until then inCzech Republic were published 20 years ago. The method of construction of the limit loadsettlementcurve of a single bored pile was created /Masopust 1980, 1981, Bažant, Masopust 1981/with the help of so far published works /Poulos, Davis, Mattes, 1977 – 1980/. From this time on thismethod became the most widespread method for computation of bearing capacity of bored pilesbased on the limit state of serviceability. It was proved simultaneously, that the classicalcalculations of limit bearing capacity are not reliable, as they do not take into account the realmechanism of mobilisation of bearing capacity of bored piles. This mechanism was verified by theobservation at the sites especially during the performance of the static load test. The main principlesare following:a) In the case of bored piles in soils and weak rocks (classes R5, R4):- The pile deformation increases during the gradual loading and the skin friction is beingmobilised up to its limit settlement 10 – 30 mm.- The tip resistance is being activated slowly with linear progress, while the limit baseresistance corresponds with the settlement roughly equal to 10 % of tip diameter of thepile.b) The bearing capacity of piles in rocks (R3, R2, R1) is determined by the internal bearingcapacity of the pile (permissible resistance of pile concrete).c) The method of installation of bored piles (boring, cleaning up of borehole, concreting) is ofcrucial importance to the bearing capacity of pile. It is possible to qualify some factors thatinfluence the bearing capacity of pile (e.g. with the help of known technological rules – EN1536), but it is impossible to compute them, as they are of statistical origin and theircorrelation are not known.These facts caused the critical attitude of the author to the theoretical methods of calculation ofbearing capacity of piles that do not include technological effects of pile installation. The presentedstudy is of pragmatic nature and is based on the real monitoring of data from the set of the fieldstatic load tests especially the tests arranged with load cells. Original set of 226 load tests was laterextended by 90 tests performed in the last 20 years in the Czech Republic and by 40 tests performedDoc.Ing.Jan Masopust, CSc, FG Consult, s.r.o. Praha, VUT Brno, Ústav geotechniky, E-mail:masopust@fgc.cz

30 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicin Germany /Dürrwang, 1977/. The set of static load tests is still opened. The author presumes thatthe results can become more exact depending on the increase of the number of tests.Limit load-settlement curve of single bored pileSet of 350 static load tests includes bored piles of 0,6 to 1,50 m diameter, length 5,0 to 30,0m. The piles were carried out by the following methods:- method of intermittent unsupported or supported excavation by either casing or stabilizing fluid,- boring with continuous flight auger (CFA).Part of tested piles was fully instrumented, e.g. the distribution of normal stress in pile shaft wasmonitored. The above-mentioned monitoring together with the load-settlement curve describes fullythe pile behaviour /Feda, 1997, Masopust, 1994/. The foundation soil was classified into 10 classesaccording to Table 1 for the purpose of this analysis. In spite of the fact that the geotechnicalconditions in the Czech Republic are rather varied, it was found that the classification given inTable 1 is sufficient for the setting up of the computing model.Computing modelThe relationship between load and deformation of bored pile especially for the settlement greaterthen 5 – 10 mm is distinctly non-linear. It was the reason for the acceptance of rheological model offoundation soil characterized by pressiometric modulus of soil deformation E s and rheologicalcoefficient of soil structure a according to Ménard /1965/. The rheological coefficient a depends onconsistency index and consolidation degree for the cohesion soils; or on relative density for thecohesionless soils and finally on compression strength and stress-strain relationship for the weakrocks. The typical values of a is given in Table 2. for the relevant classes of foundation soils.Mobilization of bored piles skin friction depending on deformation of pile shaft goes according tocurves shown in equation (1).Tab. 1 Classification and properties of foundation rocks and soilsSoilSoil descriptionTypeR 3 Moderately and slightly weathered rocks withσ C = 15 – 20 MPaR 4 Strongly weathered rocks and moderately weatheredweak soils with σ C = 5 – 15 MPaR 5 Weathered and strongly weathered weak rocks withσ C = 1,5 – 5,0 MpaC 10 Cohesive soils with I C ≥ 1,0C 75 Cohesive soils with I C ≅ 0,75C 50 Cohesive soils with I C ≅ 0,5D 9 Cohesionless soils with D r = 0,8 - 0,9D 7 Cohesionless soils with D r = 0,7D 5 Cohesionless soils with D r = 0,5Y Unsuitable soilsσ C – axial compression strength, I C - consistency index,D r – relative densityThe equation of the curves is following:q s = q s,lim [1 – (1 – s/s s,lim ) f(a) ] (1)

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 31where q s,lim is the limit skin friction of the respective layer of the foundation soil according to theequation (2),s is the settlement of pile head,s s,lim is the limit pile head settlement according to equation (3),f(a) is the function value of the rheological coefficient a according to [7].The limit skin friction is:q s,lim = 0,7.m 1 .m 2 .A.tgh(D/(4.d) (2)and limit settlement of pile in the respective soil layer is:s s,lim = A.g(a,d)/(E s .d 1/2 ) (3)where A is the basic value of skin friction in the respective soil layer determined on the basis ofstatistical analysis of the field static load tests (Table 2),m 1 is the coefficient of the pile installation method,m 2 is the coefficient of the shaft insulation - if there is any,D is the distance from the pile head to the middle of the respective soil layer,d is the pile diameter in the respective soil layer,g(a,d) is the function value of the rheological coefficient a and pile diameter d according to[7].Tab.2 Values of a, f(a), A, X, ZSoil classes a f(a) A/kPa/X/MPa/Z/MPa/R3 0,66 - 0,80 3,017 – 2,500 400 3,70 2,67R4 0,66 - 0,75 3,017 – 2,670 280 2,60 1,89R5 0,66 3,017 200 1,70 1,25C10 0,50 - 0,66 4,500 – 3,017 150 1,35 0,98C75 0,50 – 0,55 4,500 – 3,985 125 0,85 0,62C50 0,50 4,500 90 0,36 0,26D9 0,66 – 0,75 3,017 – 2,670 220 1,82 1,09D7 0,66 3,017 140 1,15 0,69D5 0,55 – 0,60 3,985 – 3,524 110 0,53 0,32The tip resistance q o corresponding to the pile bottom settlement s o = 10 mm for the foundationsoils R5, C10, C75, C50, D9, D7 and D5 is given:q o = m o .(X – Z/(L/d o )) (4)The tip resistance for the weak rocks R4, R3 (according to Table1) is given:q o = m o .(X – Z/(L/d o )).t 1/2 (5)on condition that minimum depth of pile bottom fixed in the rock is t min ≥ 0,5 m,where m o is the coefficient of pile installation method,X, Z are the basic values for the tip resistance in the respective soil layer, determined on thebasis of statistical analysis of the field static load tests (Table 2),L is total length of pile,d o is pile diameter measured at the bottom.

32 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicComputing processThe pile is divided into the elements that are corresponding to the soil layers in the computingmodel. The sequence of small gradually growing settlements v i is given to the pile bottom and thusthe settlement of the pile is modeled. The tip resistance q 0,1 and consequently the force Q b,1 and theforce 1 Q s,1 along the pile shaft is being mobilized during the first settlement of the pile bottom v 1 .The sum total of the forces (Q b,1 + 1 Q s,1 ) causes the elastic contraction of the first element w 1(according to Hook’s law). The element 2 of the pile moves by (v 1 + w 1 ) and the skin force 1 Q s,2 ismobilized. The process is being repeated up to pile head and the settlement of the pile is computeds 1 = v 1 + Σw i together with the corresponding pile force Q 1 = Q b,1 + Σ 1 Q s,i . The coordinates of thefirst point of the load settlement curve (s 1 , Q s,1 ) are obtained by this method. Next points of the loadsettlement curve are obtained accordingly for another value of v i .ConclusionDesign of cast-in-place bored piles based on field loading tests obtained in last 30 years inthe Czech Republic and partially in Germany has been discussed. For the purposes of statisticalanalysis of field loading tests the foundation soil was divided into 10 classes. The non-linearrelationship between load and settlement of bored piles was established on the base of field testresults. This relationship led to the acceptance of rheological model of foundation soil characterizedby pressiometric modulus of deformation and by rheological coefficient of soil structure. Thepresented non-linear design method was developed for the construction of load-settlement curve ofsingle bored pile depending on installation methods. The computer program PILOTA that wasmade for the design of bearing capacity of single piles based on limit state of serviceability enablesto choose 7 types of pile installation (incl. CFA piles) and to choose 7 types of secondary pile shaftinsulation in soils with corrosive water condition.References[1] BAŽANT, Z., MASOPUST, J, Drilled pier design on load-settlement curve. Proc. X-thICSMFE, Vol.2, Stockholm 1981: p.615 – 618,[2] DURWANG, R., Pfahltragfähigkeiten im Grenzbereich Lockerboden – Fels. Trischler undPartner, Nr.2, September 1997,[3] FEDA, J.: Interakce piloty a základové půdy. Academia Praha, 1977, 156 p.,[4] FEDA, J., MASOPUST, J., Design of axially loaded piles – Czech practice. Proceedings ofthe ERTC3 Seminar, Brussels, April 1997, p.83 – 99,[5] MASOPUST, J., Design of axially loaded bored single piles. Proceedings of the 4 thInternational Geotechnical Seminar on Deep Foundations on Bored and Auger Piles, Ghent,June 2003, p.198 – 203,[6] MASOPUST, J., Design of axially loaded single piles in the Czech Republic. Proceedings ofthe Fifth international Conference on Case Histories in Geotechnical Engineering, New York,(2004), paper Nr. 1.04[7] MÉNARD, L., Régles pour le calcul de la force portante et du tassement des foundations enfunction des résultans pressiometriques. Proceedings of VI – ICSMFE, No. 2, Montréal, 1965,p.259 – 299,[8] POULOS, H.G., DAVIS, E.H.: Settlement behaviour of single axially loaded piles and piers.Géotechnique, 18.3, p.351 – 371,[9] POULOS, H.G., MATTES, N.S.: The behaviour of axially loaded end-bearing piles.Géotechnique, 19.2, p.285 – 300,[10] POULOS, H.G., Load-settlement prediction for piles and piers. JSMFD ASCE, Vol. 98, SM 9.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 33GEOTECHNICKÉ MONITOROVANIE STABILITYPODLOŽIA JADROVO ENERGETICKÝCH ZARIADENÍGEOTECHNICAL MONITORING OF SUBSOILSTABILITY OF THE NUCLEAR POWER FACILITIESJozef Kuzma * , Ľuboš Hruštinec **ÚvodThe contribution analyzes the role, goals and results of subsoil monitoring of the nuclearenergy facilities in the assessment of their stability. Close monitoring of the basic elementsof design and collect a comprehensive overview of the state, how stress and based on theintensity of the load on the stability and operational reliability of the whole structure.V príspevku analyzujeme úlohy, ciele a výsledky geotechnického monitorovania podložiajadrovo-energetických zariadení pri posudzovaní ich stability. Monitorovaním jednotlivýchkonštrukčných a nosných prvkov získame komplexný prehľad o ich stave, spôsobe namáhania a nazáklade vyhodnotenia intenzity zaťaženia a nameraných deformácií aj o stabilite a prevádzkovejspoľahlivosti celého objektu. Podrobnejšie sa zaoberáme súčasným stavom geotechnickéhomonitoringu realizovaného na objektoch Jadrovej elektrárne (JE) bloku V-2 v JaslovskýchBohuniciach.Deformačné a pevnostné charakteristiky zemín, ktoré sa vyskytujú v podloží základovýchkonštrukcií, sú niekoľkonásobne horšie ako vlastnosti umelých stavebných materiálov (ako napr.betónu, ocele a pod.), z ktorých je vyhotovená horná konštrukcia stavby. Pritom celé zaťaženie odvlastnej tiaže hornej konštrukcie včítane vonkajších silových účinkov pôsobiacich na vonkajšíplášť musí byť spoľahlivo prenesené do podložia. Podložie sa pod účinkom vonkajšieho zaťaženiadeformuje a jeho sadanie sa naspäť prenáša do hornej konštrukcie. Stavba svojou tuhosťou sa bránivzniknutým deformáciám podložia a v dôsledku toho nastáva redistribúcia napätí v stavebnejkonštrukcii aj podloží. Preto podložie všetkých druhov stavebných konštrukcií (aj jadrovoenergetickýchzariadení) považujeme za veľmi významnú súčasť nosného systému stavby. Z týchtodôvodov je monitorovanie podložia týchto stavieb veľmi dôležité, pretože sa jedná o stavebnéobjekty mimoriadnej technickej, konštrukčnej a statickej náročnosti a dôležitosti. Zvláštnupozornosť musíme venovať najmä kritériám bezpečnosti a použiteľnosti nosných konštrukcií,pretože priamo od nich závisí spoľahlivá a bezpečná prevádzka celého jadrovo-energetickéhokomplexu. Monitorovanie stability jadrovo-energetických zariadení musí byť zamerané na všetkyvýznamné prvky nosných konštrukcií, medzi ktoré zaraďujeme najmä:- podložie a základové konštrukcie,- betónové konštrukcie,- kovové konštrukcie.Z hľadiska celkovej bezpečnosti prevádzky je potrebné zabezpečiť aj monitorovanie:- prevádzky technologických zariadení,- prevádzkovej spoľahlivosti a bezpečnosti reaktorov, ktoré sú najdôležitejšou súčasťoucelého jadrovo-energetického komplexu.***Jozef Kuzma, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU v Bratislave, kuzma@svf.stuba.skĽuboš Hruštinec, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU v Bratislave, hrustin@svf.stuba.sk

34 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicMonitorovaním jednotlivých konštrukčných a nosných prvkov získame komplexný prehľad o ichstave, spôsobe namáhania a na základe vyhodnotenia intenzity zaťaženia aj o stabilite, bezpečnostia prevádzkovej spoľahlivosti celého objektu.Ciele geotechnického monitoringuHlavným cieľom geotechnického monitorovania je zaistenie celkovej spoľahlivosti (resp.bezpečnosti a použiteľnsti) hlavného výrobného bloku (HVB) JE V-2 v Jaslovských Bohuniciacha prevádzkovej schopnosti technologických zariadení, ktoré sú v ňom zabudované, počas celej jejživotnosti. Zvláštnu pozornosť pri vykonávaní monitorovacích prác je potrebné venovať stavu aspôsobu namáhania jednotlivých konštrukčných prvkov a vzájomnému spolupôsobeniu susediacichobjektov, ktorých technologické prevádzky sú navzájom konštručne prepojené a z hľadiska stabilitya spoľahlivosti sú na ne kladené osobitné požiadavky. Pri vykonávaní monitoringu týchtokonštrukcií a objektov je potrebné zohľadniť aj reologické procesy, ktoré kontinuálne prebiehajú vpodloží a súčasne aj v nosných konštrukciach uvedených objektov. S ohľadom na náročnosťjadrovo-energetických zariadení a zložitosť prebiehajúcich reologických procesov v podloží jecieľom geotechického monitoringu najmä:a) priebežne zisťovať stav podložia, základov a nosných prvkov stavebných konštrukcií,b) na základe nameraných hodnôt priebežne vyhodnocovať a posudzovať:- stabilitu jednotlivých prvkov, konštrukčných a technologických ceľkov,- degradáciu a stupeň opotrebovania,- verifikovať a prognózovať vývoj javov prebiehajúcich v závislosti od času, intenzityzaťaženia, prevádzkových režimov, klimatických vplyvov a pod.c) na základe vykonanej analýzy navrhovať primerané opatrenia na zabepečenie spoľahlivosti abezproblémovej prevádzky JE v Jaslovských Bohuniciach.Pri posudzovaní stability podložia HVB JE je potrebné klásť dôraz aj na skutočnosť, že prípadnéporuchy v podloží, ktoré sa prenášajú aj na nosné konštrukcie objektu, sú praktickynerekonštruovateľné, resp. rekonštrukčné práce sú technicky, časovo a finančene veľmi náročné.Preto je mimoriadne dôležité sledovať procesy deformácií a sadanie podložia základovýchkonštrukcií počas celej životnosti objektu. Takúto povinnosť nám nakoniec ukladajú aj príslušnézákony, nariadenia, predpisy a technické normy vrátane európskych štandartov, ktoré sú v platnostiuž aj v Slovenskej republike.Všeobecné požiadavky kladené na monitorovací systémSprávne navrhnutý monitorovací systém musí zabezpečiť sledovanie a verifikovaniespoľahlivosti, resp. bezpečnosti a použiteľnosti v závislosti od času, rôznych vonkajších vplyvov(ako napr. veľkosti zaťaženia s ohľadom na prevádzkové režimy v objekte, použité technologickézariadenia a pod.) a prebiehajúcich reologických procesov v stavebných konštrukciách a v podložízákladových konštrukcií objektu. Geotechnický monitoring musí preto priebežne poskytovaťinformácie o:- stave nosných stavebných konštrukcií a základov,- kritických miestach, ktoré sa môžu vyskytnú počas výstavby a prevádzky objektu,- medzných hodnotách a opatreniach pri ich prekročení, vrátane popisu možných rizík,- spôsobe predchádzania a vylúčenia neočakávaných havarijných situácií,- verifikácii stability špeciálnych technológií a stavebných objektov v daných inžinierskogeologickýchpodmienkach.Realizačný projekt monitorovacieho systému musí definovať a popisovať najmä:- druh meraných fyzikálnych veličín a charakteristík (ako napr. zvislé a vodorovnédeformácie, napätia, sily, náklony, výšky hladiny podzemnej vody, teploty a pod.),- výber meracích zariadení a prístrojov, spôsob merania, presnosť, rozsah atď.,

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 35- spôsob zabudovania meracích zariadení a značiek (ich poloha, miesto na konštrukcii, časzabudovania, spôsob stabilizácie a pod.),- časový harmonogram meraní, ich periodicitu a intervaly vyhodnotenia, spôsob spracovanianameraných údajov,- termín etapového (periodické) a komplexného spracovania nameraných údajov, predloženiehodnotiacich správ o stave sledovaných nosných konštrukcií s návrhom opatrení a ďalšiehopostupu pre realizáciu monitoringu.Monitorovací systém kvality stavebných konštrukcií musí byť vyhotovený v súlades požiadavkami príslušných technických noriem ([2], [3], [4]). Realizácia geotechnickéhomonitoringu je nevyhnutnou súčasťou konštrukčne a technologicky náročných stavebných objektov.Na základe analýzy nameraných hodnôt je možné urobiť včas opatrenia, ktoré v konečnej fázepovedú k technickej aj ekonomickej optimalizácií stavby. Namerané údaje a ich geotechnickáinterpretácia poskytnú priebežné informácie o stave nosných konštrukcií a premietnu sa aj dozvýšenej a kontrolovanej bezpečnosti stavby od začiatku výstavby až do ukončenia ich životnosti.Súčasný stav monitorovania stavebných konštrukcií bloku V-2 Jadrovej elektrárnev Jaslovských BohuniciachNajvýznamnejším objektom jadrovo-energetického komplexu bloku V-2 v JaslovskýchBohuniciach je reaktorovňa s priľahlými technologickými prevádzkami, ako je strojovňa, etažérky,šachty lokalizácie havárie (Obr.1). Jadrová elektráreň v Jaslovských Bohuniciach je postavenáv zložitých inžiniersko-geologických podmienkach. Projektant už pri výstavbe zaviedolsystematické meranie zvislých posunov (sadania) základovej dosky hlavného výrobného bloku(HVB). Podľa projektu merania sadania HVB, okrem rozmiestnenia meracích bodov bol navrhnutýaj harmonogram meraní, ktorými sa sleduje sadanie od začiatku výstavby až doposiaľ. Merania sarealizovali rôznymi, nezávislými metódami s rôznou kvalitou a presnosťou. Hlavná pozornosť privyhodnotení bola venovaná najmä veľmi presnej nivelácií, ktorá sa robila od začiatku výstavby aždoposiaľ, pritom je dostatočne spoľahlivá a jednoduchá. Pravidelné geodetické merania sapriebežne vykonávali na 26 meracích bodoch rozmiestnených na najdôležitejších miestachstavebnej konštrukcie. Meranie deformácií základovej dosky JE HVB v Jaslovských Bohuniciachvyhotovil Geodetický ústav Bratislava.Základné (tzv. nulté) meranie bolo urobené v apríli 1983 v čase, keď prevažná časť HVB bolauž postavená. Tlaková nádoba 1.reaktoru HVB bola osadená už v marci 1982 a 2.blok HVB V-2bol v tomto čase už značne v rozostavaný. Merania prebiehali zo začiatku v dvojmesačnýchintervaloch a postupne sa predlžovali. Namerané hodnoty sú dobrým podkladovým materiálom prevyhodnotenie sadania a určenie náklonu reaktorovej nádoby JE V-2. Napriek tomu že časťnainštalovaných meracích bodov bola počas výstavby zničená, porušená, alebo zneprístupnená,vykonané merania nám dávajú obraz o prebiehajúcich deformáciách. Výhodou je, že mámerelatívne ucelený súbor doposiaľ realizovaných meraní. Na základe vyhodnotenia a priestorovéhozobrazenia deformácií základovej dosky môžeme konštatovať nasledujúce skutočnosti:- sadanie základovej dosky v mieste najväčšieho zaťaženia (barbotážnych veží) je troj ažštvornásobne väčšie než v miestach s nižším zaťažením,- sadanie základovej dosky je výrazne nerovnomerné.- hodnoty náklonov reaktorov v pozdĺžnom smere sú podstatne menšie než v priečnom smere,- sadanie 2.bloku reaktora je viac ako o 20% väčšie ako 1. bloku reaktora. Analýzou archívnychmateriálov o inžniersko-geologických pomeroch podložia reaktorov bolo zistené, že rozdielnesadnutie rovnako zaťažených základových konštrukcií je zapríčinené nehomogenitou podložiazákladovej dosky JE V-2. Nemalý vplyv na týchto výsledkoch má aj veľkosť protináklonureaktora, ktorý bol na 1.bloku zvolený výrazne väčší než u 2.bloku.Na základe zhodnotenia nameraných údajov je možné navrhnúť a realizovať opatrenia (rektifikáciunáklonov reaktorov) na zvýšenie spoľahlivosti prevádzky reaktorov.

36 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicObr.1 Situácia pôdorysného usporiadania objektov a základových konštrukcií HVB JE V-2ZáverReologické procesy prebiehajúce v podloží hlavného výrobného bloku JE v JaslovskýchBohuniciach pri konsolidačnom sadaní závisia od fyzikálnych a mechanických vlastností zemín aintenzity zaťaženia základových konštrukcií. S ohľadom na nehomogenitu podložia, veľkosť, tvar azaťaženie základovej dosky, prebieha sadanie podložia nerovnomerne. Tieto deformačné prejavyohrozujú bezpečnú a bezporuchovú prevádzku technologicky veľmi náročných jadrovoenergetickýchzariadení. Je potrebné zdôrazniť, že reologické procesy prebiehajúce v podložíobjektov sú nevratné a chyby, ktorých by sme sa mohli dopustiť bez verifikácie prognózovanýcha nameraných hodnôt sadnutia objektu sú ťažko rekonštruovateľné a technicky vysoko náročné zacenu vysokých finančných nákladov. Z uvedeného dôvodu je nevyhnutné včas predchádzaťporuchám vzniknutým z dôvodu nadmerných (resp. prekročenie limitných) konečnýcha nerovnomerných sadnutí základovej konštrukcie.Jednou z možností ako zabezpečiť trvalo spoľahlivú (bezpečnú a bezporuchovú) prevádzkuHVB JE je aj optimálnejší návrh a realizácia periodických meraní sledovania zvislých posunov(sadania) a ich vyhodnotenie a kvalifikovaná geotechnická interpretácia. Pomocouoptimalizovaného monitorovacieho systému bude možné v budúcnosti systematicky kontrolovať averifikovať prognózované a namerané hodnoty zvislých posunov (sadania). Namerané hodnotysadania podložia základových konštrukcií budú slúžiť ako vstupné údaje pre posúdenie stability ahornej stavby a použiteľnosti technologických zariadení. Uvedeným spôsobom bude zabezpečenáspoľahlivá prevádzka všetkých významných technologických zariadení HVB JE v JaslovskýchBohuniciach.PoďakovanieLiteratúraTento príspevok vznikol v rámci riešenia grantového projektu MŠ SR č.1/0578/08.[1] KUZMA, J.: Expertízne posúdenie sadania základových konštrukcií JE V-2 v JaslovskýchBohuniciach za obdobie rokov 1997 – 2007. Bratislava, 2004, 88 s.[2] EN 1997-1-2004 EUROKÓD 7: Navrhovanie geotechnických konštrukcií. Časť 1 - Všeobecnépravidlá.[3] STN 73 1001: Základová pôda pod plošnými základmi.[4] STN 73 0405: Meranie posunov stavebných objektov.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 37KONSTITUČNÍ MODELY PRO MODELOVÁNÍOHEBNÝCH PAŽÍCÍCH KONSTRUKCÍCONSTITUTIVE MODELS FOR MODELLINGOF FLEXIBLE RETAINIG WALLÚvodLumír Miča, Václav Račanský, Lumír Kliš, Jan MasopustThe article described the basic information about the different constitutive models, whichare possible to use for numerical analysis of retaining wall. These constitutive models willbe analysed during the solving the grant project.Cílem geotechnického návrhu pažící konstrukce je získat spolehlivý a ekonomický návrh. Projeho dosažení jsou k dispozici různé postupy, které může projektant zvolit. Od konvenčních metod(metoda mezní rovnováhy, náhradní prutové modely) až po progresivní numerické metody.V současnosti, s rozvojem výkonnější výpočetní techniky, jsou to právě numerické metody, které sestále více dostávají do popředí. Nejrozšířenější metodou je v současnosti metoda konečných prvků(MKP /FEM/). Tato metoda poskytuje úplnou informaci o přetvořeních a napětích v modelovanéoblasti a reálněji popisuje chování zeminy a také interakci zeminy a geotechnické konstrukce.Cílem toho reálnějšího popisu chování či spolupůsobení je samozřejmě dosažení hospodárnějšíhonávrhu. Dokladem toho jsou práce (Gaba et al., 2002; Ravaska, 2002), které se zabývají srovnánímklasických a numerických metod, a ukazují, že numerické metody dávají ve většině případůekonomičtější návrh. Na druhou stranu, použití numerických metod klade podstatně vyšší nároky nauživatele/projektanta (např. Schweiger 2006). Ukazuje se, že projektant musí mít jednak dostatečnéznalosti z mechaniky zemin a dále být dokonale seznámen s aspekty používaného konstitučníhomodelu k popisu zemin. Pokud uvedené podmínky nejsou splněny, může dojít ke katastrofálnímnásledkům (např. Singapore, 2004). Jedním z úkolů akademických pracovišť je přenášeníteoretických poznatků do praxe a pomoc projektantům při osvojování nových metod v praxi.Osobní zkušenost předkladatelů ukazuje, že používání numerického modelování je v geotechnicestále obávanou záležitostí. Mezi největší problémy patří správná volba konstitučního modelu,stanovení vstupních hodnot nutných pro použití modelu a kritické zhodnocení vypočtenýchvýsledků projektantem.V rámci výzkumu v České republice je studiu a vývoji konstitučních modelů a využitípokročilejších konstitučních modelů pro predikci chování geotechnických konstrukcí věnovánastále malá pozornost. S aplikací pokročilejších modelů se můžeme setkat v publikacích Mašín(2008), který se touto problematikou zabýval ve vztahu k podzemní konstrukci (tunel) anebo jejichpopisem v práci zpracovávané v rámci evropského projektu COST C7 (Nosek, 2003). Mezi dalšíautory, kteří se zabývají vývojem konstitučních modelů zemin je Ing. Doležalová a skupina Doc.M. Šejnohy při ČVUT (2004). Vzájemné porovnání jednotlivých konstitučních modelů všakprozatím nebylo zkoumáno. Co se týče analýzy pažících konstrukcí, tak se v ČR nejčastějisetkáváme s využitím metody závislých tlaků – Barták, Hurych (1989) anebo s řešením metodoukonečných prvků za nejčastějšího využití lineárně elastického -ideálně plastického modelus podmínkou pevnosti dle Mohr-Coulomba. Pokročilejší modely nejsou v projekční praxiLumír Miča, Ústav geotechniky, Vysoké učení technické v Brně, Fakulta stavební, mica.l@fce.vutbr.czVáclav Račanský, Ústav geotechniky, Vysoké učení technické v Brně, Fakulta stavebníLumír Kliš, Ústav geotechniky, Vysoké učení technické v Brně, Fakulta stavební

38 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicvyužívány. Srovnáme-li tento stav se zahraničím, můžeme konstatovat, že je zde větší využitípokročilejších konstitučních modelů v praxi než u nás. Na druhou stranu je však nutno podtrhnout,že se většinou používá jeden konstituční model, se kterým jsou na daném pracovišti dobrézkušenosti a který se osvědčil pro dané geologické podmínky. U nás v současnosti tato zkušenostchybí a je nutno tento deficit vzhledem k zahraničí dohnat. Tato naléhavost je opodstatněna iskutečností, že zahraniční investoři přicházející k nám stále častěji vyžadují numerické analýzy jakosoučást projektové dokumentace stavby. Potřeba rozšíření numerického modelování do projekčnípraxe je tedy zřejmá.Konstituční modelyV současnosti je k dispozici řada konstitučních modelů popisujících chování zemin. Některéjsou vyvinuty pro konkrétní typy zemin a jiné si nárokují možnost univerzálního použití pro různédruhy zemin a různé typy geotechnických úloh.Zkušenost s vhodností či nevhodností jednotlivých konstitučních modelů pro modelování zeminnení zcela přenositelná, protože záleží na geologických podmínkách, ve kterých se geotechnickáúloha nachází. Vyšší konstituční modely lze rozdělit do několika skupin:Elasto-plastické modely s nelineárně-elastickým chováním /Cam-Clay model (Roscoe,Burland, 1968); Hardening soil model (Schanz et al., 1999); Small strain Hardening soilmodel (Benz, 2007)/,Elasto-plastické modely s kinematickým zpevněním /např. 3-SKH (Stallebrass, Taylor,1997)/, Hypoplastické modely /Hypoplastický model pro písky (von Wolffersdorff, 1996),Hypoplastický model pro jemnozrnné zeminy (Mašín, 2005)/.Řešený grantový projekt se zaměřuje na tyto skupiny:Lineárně pružný-ideálně plastický modelJedná se o nejpoužívanější konstituční vztah v technické praxi v České republice a ve většiněsoftwarů má familiární označení Mohr-Coulombův model (MC) podle použité Mohr-Coulombovypodmínky porušení (Obr.1). Model je definován pěti parametry, které bývají k dispozici poprovedení standardních zkoušek v laboratoři mechaniky zemin. I přesto, že model obsahujepodmínku porušení a umožňuje modelovat dilatanci, jedná se stále o velmi zjednodušený popischování zemin. Tento model není např. schopen respektovat historii zatížení, což je v případěpažících konstrukcí velmi důležité.Obr. 1 MC model—závislost mezi napětím a přetvořením a plocha plasticity (Plaxis)

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 39Elasto-plastické modely se zpevněnímOproti předchozí skupině zavádí tato skupina modelů podmínku plasticity, která je různá odpodmínky porušení. Dále tyto modely umožňují rozlišení mezi prvotním a opětovným zatížením.Do této skupiny patří i tzv. Hardening soil model (HS) (Schanz et al., 1999) – obr. 2. Na rozdíl odlineárně elastického-ideálně plastického modelu, zavádí tento model dvě plochy plasticity(volumetric yield surface, deviatoric yield surface), které umožňují modelování smykových aobjemových plastických přetvoření. Dalšími rysy modelu jsou: závislost tuhosti zeminy na napětív zemině, rozlišení mezi prvotní zatížení a opětovným přitížením. Díky tomu je tento model vhodnýpro modelování problémů odtížení. Pokud bychom chtěli ještě reálněji modelovat chování pažícíkonstrukce, pak dle Atkinsona (1991) je vhodné použít konstituční model, který je schopen popsatzvýšenou tuhost zeminy při malých smykových přetvoření (10 -4 ÷ 10 -3 ). Toto rozšíření jeimplementována v modelu Hardening small-strain model (HSS) (Benz, 2007).Obr. 2 HS model—závislost mezi napětím a přetvořením a plocha plasticity (Plaxis)Hypoplastické modelyPoslední skupinou konstitučních, které se uplatňují při řešení geotechnických úloh, jsouhypoplastické modely. Podstata těchto modelů spočívá v tom, že není potřeba dělit přetvoření napružná a plastická a není ani potřeba definovat podmínky plasticity apod. a tím pádem je možnépoužívat jednodušší matematickou formulaci rovnice pro konstituční vztah. Hypoplastické modelyjsou v současné době vyvinuty jak pro hrubozrnné materiály (např. von Wolffersdorff, 1996), tak ipro jemnozrnné zeminy (Mašín, 2005). Hyponastický model dle Mašína vychází z principucritických stavů resp. Cam Clay modelu a matematických formulací odvozených v Karsluhe.Protože model vychází z Cam Clay modelu (modifikovaného), tak i vstupní parametry pro základnímodel publikovaný Mašínem (2005) vyžaduje pět materiálových parametrů, přičemž čtyři jsouidentické s Cam Clay modelem (φ c , λ * , κ * , a N) a pátý parametr „G“ je nahrazen parametrem „r“,který rovněž jako parametr „G“ řídí smykovou tuhost zeminy. V rámci řešeného grantovéhoprojektu bude na tuto oblast zaměřena vyšší pozornost pro použití u pažících konstrukcí a s jehonáslednou implementací do programu Plaxis.Závěrečné shrnutíV článku jsou shrnuty základní informace o konstitučních modelech, které budou analyzoványv rámci řešeného grantového projektu. V rámci projektu budou zkoumány modely elasto-plastickés nelineárně elastickým chováním a modely hypoplastické s tím, že bude provedena analýza vlivujednotlivých parametrů definujících model. V rámci řešeného projektu jsou též začleněny studievlivu modelování 3D efektů při hloubení pomocí 2D (rovinný stav deformace resp. osová symetrie)analýzy.

40 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicAnalyzované modely budou ověřovány i s ohledem na reálné konstrukce, kde se provádělmonitoring.PoděkováníČlánek vznikl za finanční podpory grantového projektu GAČR 103/09/1262 Numerickáanalýza pažících konstrukcí s využitím různých konstitučních modelů a výzkumného záměruMSM0021630519 Progresivní trvanlivé nosné stavební konstrukce. Autoři příspěvku děkují za tutopodporu.Literatura[1] ATKINSON, J.H., SALLFORS, G. (1991): Experimental determination of soil properties. In:Proceedings of the 10th ECSMFE, Florence, vol. 3, pp 915–956.[2] BARTÁK J., HURYCH P. (1989): Progresivní postupy navrhování pažících konstrukcí,Sborník přednášek ČSVTS – Používání některých nových technologií v zakládání staveb, Brno,str. 256-289.[3] BENZ T. (2007): Small-Strain Stiffness of Soils and its Numerical Consequences, Doktorthesis, Institut für Geotechnik, Universität Stuttgart.[4] GABA, A. R., SIMPSON, B., POWRIE, W. & BEADMAN, D. R. (2002). Embedded retainingwalls: guidance for economic design, RP 629. London: Construction Industry Information andResearch Association.[5] HEKAZI, Y., DIAS, D., KASTNER, R. (2008): Impact of constitutive models on thenumerical analysis of underground constructions, Acta Geotechnica, vol.3, pp. 251–258.[6] MAŠÍN, D., (2005): A hypoplastic constitutive model for clays, International Journal forNumerical and Analytical Methods in Geomechanics, 29, No. 4, 311-336.[7] MAŠÍN, D., (2008): 3D modelling of a NATM tunnel in high K 0 clay using differentconstitutive models, Journal of Geotechnical and Geoenviromental Engineering ASCE.[8] NOSEK P. (2003): Evropský program COST C7, Interakce zemin a staveb v městskémstavebním inženýrstvím, 31. konference Zakládání staveb Brno 2003, Akademickénakladatelství CERM s.r.o., Brno, listopad, str. 93 – 96.[9] RAVASKA, O. (2002). A sheet pile wall design according to Eurocode 7 and Plaxis. InNumerical methods in geotechnical engineering (ed. P. Mestat), pp. 649–654. Paris: Presses del’ENPC/LCPC.[10] ROSCOE, K. H., BURLAND, J. B. (1968): On the generalized stress-strain behavior of wetclay, In: J. Heyman and F. A. Leckie (eds.), Engineering Plasticity, pp. 553-609, Cambridge:Cambridge University Press.[11] SCHWEIGER H.F. (2006): Results from the ERTC7 benchmark exercise. Proc. 6th Europeanconf. Numerical Methods in Geotechnical Engineering. Taylor&Francis, London ISBN 0-415-40822-9.[12] STALLEBRASS, S. E., TAYLOR, R. N. (1997): Prediction of ground movements inoverconsolidated clay, Géotechnique, 47(2), pp. 235-253.[13] VILHAN M., ŠEJNOHA M. (2004): Aplikace metody konečných prvků při analýze pažícíchkonstrukcí, Část I. – Základní principy modelování, Geotechnika, 3/2004, str. 9-14.[14] VILHAN M., ŠEJNOHA M. (2004): Aplikace metody konečných prvků při analýze pažícíchkonstrukcí, Část II. – Modelování kotevních prvků, Geotechnika, 4/2004, str. 3-5.[15] von WOLFFERSDORFF, P.A. (1996): A hypoplastic relation for granular materials with apredefined limit state surface, Mechanics of Cohesive-Frictional Materials, 1: 251-271.[16] Plaxis b.v. (2008): Manual Plaxis 2D – version 9.0, Material models

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 41POSOUZENÍ A PROGNÓZA SEDÁNÍ DÁLNIČNÍHOTĚLESA V MÍSTĚ STÁVAJÍCÍHO PODCHODU PROVODOVODESTIMATION AND PROGNOSIS OF THE SETTLEMENTSOF THE HIGHWAY EMBANKMENT IN THE PLACE OFCROSSING WITH THE PASSAGE OF THE WATER-DUCTÚvodVladislav Horák*, Otakar Krásný**, Lumír Miča***For definitive decision about a realization method of a new passage of the designedcanalization duct through the highway D1 embankment in km 206,55, it was necessary tojudge amount and limit values of the settlements of this embankment measured in a nearplace where is positioned the similar duct used by water supplying tubes. Authors of thisarticle disposed this problem by combination of analysis of known settlements andexpected deformations. Analysis used the measured settlement of the thin-walled steelchute very closely placed to the mentioned duct. Measurements were carried out duringgeotechnical monitoring of the site during period from year 1981 till 1983. The resultingprognosis was realized by numerical computing that used results and measurements fromthis monitoring.Pro zásadní rozhodnutí o realizaci průchodu nově navrhované kanalizace přes násypové tělesodálnice D1 v km 206,55 bylo nutné posoudit sedání dálničního tělesa v místě již existujícíchráničky pro vodovod. Autoři předkládaného příspěvku vyřešili tento problém kombinací analýzyznámých deformací a prognózy deformací pravděpodobně očekávaných. Analýza vycházelaz měření prováděných v letech 1981 až 1983 na ocelovém tenkostěnném propustku v bezprostředníblízkosti chráničky. Navazující prognóza byla realizována numerickým postupem vycházejícímz výsledků těchto měření.Předběžná šetření a jejich výsledkyPřed vlastním řešením zadaného problému provedli zpracovatelé analýzu chování dálničníhonásypového tělesa na základě studia archivních podkladů. Z nich vyplývá, že násypové tělesovykazovalo značná sedání již ve velmi krátké době po jeho dokončení (obr. 1 a 2). To vedlo kdetailnímu sledování chování ocelového propustku (Tubosideru) situovaného v dálničním kilometru9,851. Zasypávaná tenkostěnná konstrukce se nachází v těsné blízkosti analyzované konstrukcebetonové chráničky ∅ 1200 mm, určené pro převedení vodovodu skrze těleso dálnice. Dobřezdokumentované chování Tubosideru může posloužit jako výtečný modelový případ pro posouzeníchování předmětné chráničky.Na Tubosideru bylo provedeno pět měření, která ukázala, že skutečná sedání jsou větší nežprojektem předpokládaná. Maximální celkové sednutí pod středem násypu bylo předpokládáno cca* Vladislav Horák Ústav geotechniky, Fakulta stavební, Vysoké učení technické v Brně, horak.vl@fce.vutbr.cz** Otakar Krásný, Ústav geotechniky, Fakulta stavební, Vysoké učení technické v Brně, krasny.otakar@centrum.cz*** Lumír Miča, Ústav geotechniky, Fakulta stavební, Vysoké učení technické v Brně, mica.l@fce.vutbr.cz

42 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic360 mm, po pátém deformačním měření bylo zjištěno sednutí již cca 750 mm, a to jen za obdobícca dvou let. Po zvážení charakteru zemin budujících podloží násypového tělesa (jemnozrnné,saturované) je zřejmé, že významným prvkem bude i časový průběh sedání – konsolidace.Důvodně lze tedy předpokládat další postupný nárůst sedání. Autoři odvodili z výsledků měřeníprůběhy sedání pro jednotlivé body v čase (obr. 2). Jak je patrné dochází k ustalování deformací.Nicméně po velmi výrazném sedání v počátečních fázích sledování nevyznívá v dalším vývoji tatotendence zcela jednoznačně.Deformace dna konstrukce1 2 3456tubosidersvisla defromace [m]staniceni [m]0 10 20 30 40 500-200-400-600-80015.6.1982 22.7.1982 21.9.1982 30.3.1982 19.8.1983Obr. 1 Průběh sedání dna TubosideruPrůběh deformací jednoltivých profilů v časeČas (měsíce)05.3.81 13.6.81 21.9.81 30.12.81 9.4.82 18.7.82 26.10.82 3.2.83 14.5.83 22.8.83 30.11.83-100-200-300Sednutí (mm)-400-500-600-700-800profil 1 profil 2 profil 3 profil 4 profil 5 profil 6Obr. 2 Průběh sedání jednotlivých bodů v časeByl zmíněn značný nesoulad (cca 100%!) mezi vypočteným a skutečným sedáním násypukomunikace. Tento markantní rozdíl má patrně dvě příčiny:a) Projektant předpokládal podle stavebně geologického průzkumu v hloubce cca 12.0 ÷ 14.8m pod terénem skalní podloží a uvažoval deformaci zeminy pouze nad tímto nestlačitelnýmpodložím. Lze však očekávat, že deformace budou zasahovat hlouběji, až do zdepotvrzených neogenních jílů.b) Výpočet sedání s nesprávně zvolenou hodnotou přetvárností zemin. V době zpracováváníprojektu (r. 1972) neplatil výpočet sedání s použitím oedometrického modulu přetvárnosti;sedání se počítalo s použitím modulu deformace. Kontrolním přepočtem byla získánavelikost sednutí s = 724.5 mm, když výtečně koresponduje se skutečně naměřeným.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 43Mimo měření na přilehlém Tubosideru bylo provedeno v roce 2007 i zaměření stávajícíhostavu betonové chráničky vodovodu, uvažované pro převedení nové kanalizace. Ukázalo výraznésedání i v této části násypu s maximální deformací pod středem násypu cca 600 mm (obr. 3).Pokles (cm)Staničení (m)0 10 20 30 40 50 60 70 80010203040506070Rozdíl od laseru ve dněPolynomický (Rozdíl od laseru ve dně)Obr. 3 Průběh relativního poklesu dna stávající betonové chráničkyNumerická analýza celkového sedání a jeho časového průběhuVýpočet sedání byl proveden numerickým modelováním v software Plaxis 7 (2D). Násypdálnice je modelován ze dvou vrstev: drenážní vrstva (z průzkumných vrtů byla na báziantropozoika detekována vrstva propustnější zeminy) a vlastní násyp ze zeminy třídy F6 (s vysokoupravděpodobností sprašová hlína). Značným problémem pro sestavení modelu bylo stanovenívstupních parametrů materiálů. Pro výpočet byl zvolen ideálně pružno-plastický models podmínkou plasticity dle Mohr-Coulomba. Analýza sedání byla provedena ve pěti fázích:1. Primární stav.2. Výstavba násypu (40 dní).3. Konsolidace (730 dní) – odpovídá zhruba době měření na tubosideru.4. Konsolidace (8950 dnů) – odpovídá době od výstavby po současnost (08/1983 ÷ 02/2008).Podle výsledků numerického modelu dojde v ose násypu k průměrnému vertikálnímu sedání917 mm (obr. 4).5. Úplné rozptýlení zvýšených pórových tlaků. Kromě sedání byl sledován i čas potřebnýk jejich úplnému rozptýlení. V průměru se pro jednotlivé hodnoty „k“ jedná o období 1.117let (teoreticky). Průměrný přírůstek sedání za toto období činí 1060 mm (obr. 5). Úplnérozptýlení pórových tlaků je více méně teoretické. Reálná doba je omezena dobou životnostikonstrukce, tedy 100 lety. Proto pro ni byla odvezena další očekávaná sedání – viz. obr. 6.Obr.4 4. fáze – konsolidace (25 let) – až posoučasnost (celkový čas ≈ 27 let). Vertikálníposuny – isoplochy - uy [mm]Obr.5 5. fáze – úplné rozptýlení zvýšenýchpórových tlaků. Vertikální posuny – isoplochy -uy [mm]

44 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 1000-10-20-30Sedání (mm)-40-50-60-70-80-90-100čas (roky)Estr_k = 10e-6 m/s Estr_k = 10e-7 m/s Estr_k = 10e-8 m/s Estr_k = 10e-9 m/s Estr_prumerEmin_k = 10e-6 m/s Emin_k = 10e-7 m/s Emin_k = 10e-8 m/s Emin_k = 10e-9 m/s Emin_prumerObr. 6 Další očekávaná sedání od současnosti (tj. od r. 2008 dále)ZávěrV předloženém příspěvku jsou hodnocena sedání násypového tělesa dálnice D1 v místězamýšleného převedení nové kanalizace. Hodnocení bylo provedeno jak analýzou historie tohotonásypu s využitím monitorování deformací konkrétního inženýrského díla (Tubosideru), tak inumerickým modelováním. Na základě provedených prací lze shrnout:• Skutečná sedání dálničního násypu jsou velmi vysoká.• Sedání z numerického modelování velmi dobře korelují s naměřenými hodnotami.• Byl vysvětlen nesoulad mezi sedáními původně očekávanými a skutečně naměřenými.• Pro maximální dobu životnosti nově zamýšlené inženýrské kanalizace (100 let) lze očekávatdalší sedání mezi 70 mm až 90 mm. Pro kratší životnost kanalizace lze očekávaná sedáníodečíst z grafu na obr. 6.• S přihlédnutím k tomu, že jak již proběhlé deformace, tak i deformace očekávané jsouznačné a s ohledem na dokumentovaný stav existující chráničky lze pouze doporučitrealizaci nového průchodu tělesem dálnice některou bezvýkopovou metodou(mikrotunelování, protlačování, ramming etc.).PoděkováníČlánek vznikl za finanční podpory výzkumného záměru MSM0021630519 Progresivnítrvanlivé nosné stavební konstrukce. Autoři příspěvku děkuje za tuto podporu.Literatura[1] JESENÁK, J.: Mechanika zemín, Slovenská vysoká škola technická, Bratislava 1985[2] Dopravoprojekt Brno: Dálnice D1+D47, stavba 0131 Brno jih – Holubice, objekt: Dálničnímost v km 9,851, přes Roketnici, Hydrotechnický výpočet a výpočet sedání 1978,[3] Dopravoprojekt Brno: Dálnice D1 a D47 BRNO-ČECHYNĚ-OSTRAVA-PLR, stavba 0131Brno jih-Holubice, Dálniční most v km 9,851 přes Roketnici. Posouzení deformací konstrukce– 5. měření 1984,[4] HORÁK, V., MIČA, L.: Šlapanicko – Čistá Říčka a Rakovec. Posouzení sedání podloží násypudálničního tělesa v km 206,55 v místě stávajícího podchodu pro vodovod, FAST VUT v Brně2008

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 45VLIV VYSOKÝCH NÁSYPŮ U KRAJNÍCH OPĚR NASEDÁNÍ MOSTNÍCH OBJEKTŮINFLUENCE OF ADJACENT HIGH EMBANKMENTS ONSETTLEMENT OF BRIDGE ABUTMENTSDavid Relich1. ÚvodInfluence of adjacent embankments on settlement of bridge abutments is not yetsatisfactory solved and is not quoted in any Czech standards. Geodetical measurements offinished bridges prove, that this influence can be essential (mainly in case of highembankments on soft underlying beds). As a result of excessive settlements, such bridgesmust often be rectified.This article compares geodetically measured settlements of bridge abutments with designassumptions (for chosen bridge on D47 higway). The bridge has very high adjacentembankments (more then 16 m) with very soft underlying alluvial deposits. We can use itas a good example of how huge influence of the embankment can be. In the article,factors which cause excessive settlements and available remedial works are alsodiscussed.Křižovatka MÚK Rudná na stavbě D 4708.2 Rudná - Hrušov je místem, kde se v neobvyklevysoké míře projevil vliv přilehlých násypů na sedání krajních opěr mostních objektů. Důvodembyl souběh nepříznivých faktorů - neúnosné a pomalu konsolidující zeminy v podloží násypů spolus jejich extrémní výškou (až 16 m). Vysoká sedání krajních opěr si vyžádala nutnost rektifikacímostních konstrukcí. Sedání pokračovalo i po uvedení stavby do provozu - proto bylo rozhodnuto oprovedení zpětné analýzy, která zahrnovala srovnání geodeticky naměřených hodnot sedání spředpoklady projektu a prognózu svislých deformací do budoucna.2. Inženýrskogeologické poměry v místě MÚK RudnáPovrch terénu je pokryt nepravidelně mocnou vrstvou navážek. Pod nimi se nachází 2 až 6 mmocná vrstva náplavových sedimentů – v značné části území se jedná o měkké silně stlačitelnéjemnozrnné sedimenty s organickou příměsí (jíl organogenní, případně fosilní slatina), ve zbývajícíčásti potom o tuhé glacilakustrinní jíly. Níže vystupuje 2 až 5 m mocná vrstva písčitých štěrků.Předkvarterní podloží tvoří neogenní slín (stáří spodní torton) s nepravidelnými prachovitýmivložkami (tufity), které mohou být místy zvodnělé. Konzistence slínů je převážně tuhá až pevná,v blízkosti kontaktu s podzemní vodou pak tuhá.Podzemní voda je celoročně přítomna ve vrstvě štěrků, případně v tufitických vložkách v jílu.Bývá napjatá v závislosti na hladině vody v řece Odře, za mimořádných vodních stavů můževystoupit až k povrchu terénu. Napjatá podzemní voda ovlivňuje konzistenci nadložníchjemnozrnných náplavů.Mgr. David Relich, PhD., GEOSTAR spol. s r.o., relich@geostar.cz

46 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic3. Srovnání naměřeného sedání opěr vybraného mostního objektu s předpoklady projektuPro účely tohoto článku byl vybrán mostní objekt 8202 s nejvyššími násypy u krajních opěr. Uostatních mostů s vysokými násypy v místě MÚK Rudná byla situace obdobná.Násypy u krajních opěr mají výšku 10,9 m (Op1), 16,7 m (Op8), respektive 16,5 m (Op10) abyly realizovány bez předsypání. V podloží násypů nebyla provedena žádná sanační opatření prozlepšení geotechnických charakteristik podloží. Geotechnickým monitoringem na rondelu vkm 1,125 (poblíž opěr 8 a 10) byly cca 6 měsíců po dosypání naměřeny pod korunou násypupoklesy až 82 cm.Most byl založen na vrtaných pilotách průměru 1,2 m, které měly u opěry 1 délku 22 m, uopěry 8 délku 25 m a u opěry 10 délku 25 m. Rozdílná délka byla zvolena zejména s ohledem naskutečnost, že u opěr 8 a 10 prochází větší část dříku pilot násypem (u opěry 1 je to 5 m, uopěr 8 a 10 potom 10 - 11 m). Na jednotlivé piloty opěr 1,8 a 10 působí provozní zatížení1800 − 2300 kN.Za těchto okolností bychom normovým výpočtem metodou mezní zatěžovací křivky (komentářk ČSN 73 1002) bez zohlednění vlivu násypů získali sedání osamělé piloty v rozmezí 2 - 4 mm, přiuvažování skupinového účinku potom 13 - 15 mm.Na obrázcích 1 až 3 je znázorněn časový průběh sedání opěr i provedené rektifikace. Z obrázkůje zřejmé, že bez uvažování vlivu přilehlých násypů na sedání opěr by skutečné sedání bylo 3-krátaž 8-krát vyšší než předpoklady výpočtu. Při zohlednění vlivu násypů (žluté křivky) je přesnostvypočteného sedání již přijatelná. Poněkud menší shoda u opěry 10 může být způsobena odchylkouzastižených IG poměrů od předpokladů průzkumu.Obr. 1 Most 8202, sedání opěry 1 a mostovky v místě opěry 1, srovnání s předpoklady výpočtu

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 47Obr.2 Most 8202, sedání opěry 8 a mostovky v místě opěry 8, srovnání s předpoklady výpočtuObr.3 Most 8202, sedání opěry 10 a mostovky v místě opěry 10, srovnání s předpoklady výpočtu

48 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic4. ZávěrVýsledky geodetického monitoringu mostních objektů na již provedených stavbáchjednoznačně prokazují, že vliv přilehlých násypů na sedání krajních opěr mostních objektů je v řaděpřípadů zcela zásadní a je nutné se jím zabývat. Stlačující se podloží pod násypem vnáší do pilotpřídavnou svislou sílu danou negativním plášťovým třením, která se postupně snižuje s postupujícíkonsolidací podloží. Přilehlý násyp může dále ovlivňovat sedání opěr tím, že v důsledku přitíženídochází k stlačování podloží pod patou pilot.Velkou pozornost je nutné věnovat hlavně mostním objektům s vysokými násypy v kombinacise silně stlačitelnými a málo propustnými zeminami v podloží. Nepříznivé jsou zejména případy,kdy podstatná část dříku piloty prochází tělesem násypu.Při napjatých termínech většiny staveb není možné vliv přilehlých násypů zcela eliminovat, jevšak možné jej zmírnit. Mezi nejčastěji používaná opatření patří předsypání. Pro urychleníkonsolidace podloží je možné dále využít následující sanační opatření :- štěrkopískové pilíře (předrážené, vibrované, případně vrtané) urychlují konsolidaci silněstlačitelných zemin a zlepšují pevnostní a přetvárné charakteristiky podloží. Předrážené avibrované pilíře jsou účinnější než vrtané, protože vnáší do původní zeminy určitoupředkonsolidaci (nedochází k těžení původní zeminy)- geodrény urychlují konsolidaci podloží, ke zlepšování parametrů zeminy nedocházíMéně používanou alternativou je vybudování násypu z lehčených materiálů (např. polystyren,liapor).Literatura[1] MENCL V., Plášťové tření pilot a negativní tření. In. Soubor vybraných příspěvků, INGEO,Žilina, Slovakia, 1996, p. 124-132.[2] BOWLES E.J., Foundation analysis and design. Singapore, McGraw - Hill Book Co, 1996,p. 1029 - 1035.[3] RELICH D., Dálnice D47, stavba 4708.2, zpětná analýza sedání vybraných mostních objektů.Brno, GEOSTAR spol. s r.o., 2007.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 49MATEMATICKÉ MODELOVANIE SPOLUPÔSOBENIAPLOŠNÉHO ZÁKLADU S VRSTEVNATÝM PROSTREDÍMMATHEMATICAL MODELLING OF INTERACTIONBETWEEN STRIP FOOTING AND LAYERED SYSTEMMiroslav Černý * , Jozef Kuzma **ÚvodIn this papers is analysed a symplified analysis of interaction betwen layered subsoil andrigid strip footing. Layered subsoil is assumed as three elastic layers with variablethickness and properties.Calculating models are solved by finite element method for rigid strip laying on layeredsubsoil and also on homogeneous half-space which is compared with analytical solutionobtained by Borowicka. Calculated contact pressure distribution beneath the rigid strip isdiscused.Spolupôsobenie stavebnej konštrukcie s podložím je ovplyvňované mnohými faktormiovplyvňujúcimi rozdelenie kontaktného napätia ako sú tuhosť systému (stavebná konštrukcia –podložie), veľkosť a tvar základu, hĺbka založenia, vlastnosti základovej pôdy (trieda zeminy –súdržné a nesúdržné, stlačiteľnosť, šmyková pevnosť, možnosť vzniku pórových tlakov, priebehkonsolidácie, vrstevnatosť, nehomogenita podložia, poloha hladiny podzemnej vody), intenzita aspôsob zaťaženia, vplyv okolitého priťaženia, vplyv šmykových síl v základovej škáre, reologicképrocesy (dotvarovanie betónového základu a konsolidácia podložia) a ďalšie odvodené, alebonespomenuté faktory.V našom prípade sme najprv riešili kontaktnú úlohu tuhého pásu uloženom na homogénnompolpriestore. Podľa analytického riešenia odvodeného Borowickom (in Poulos 1991) sme získalipodľa vzťahu [1] sedlovité rozdelenie s nekonečnými hodnotami na krajoch základu pre tuhýhladký základ a v strede boli napätia 0,637.σm (σm – priemerné kontaktné napätie v základovejškáre).2 Fσ = ⋅( 1 )zπ2⎛ x ⎞1−⎜ ⎟⎝ b / 2 ⎠Lee, I. K. uvádza (in Poulos 1991) pre hladký tuhý pás kontaktné napätia v strede 0,636.σma v prípade drsného tuhého pása je to hodnota 0,735.σm.Pre zvolenú analýzu sme si zvolili škálu zemín, ktoré sú uvedené v tab. 1. Pre modelhomogénneho podložia bola zvolená zemina č.4 a výpočet bol vykonaný pomocou metódykonečných prvkov v programe Plaxis 7.2. Zvolený problém bol riešený ako úloha rovinnejdeformácie s elastickým modelom podložia pre rôzne druhy zemín.*Miroslav Černý, Katedra Geotechniky, Stavebná Fakulta, STU v Bratislave, cernymiroslav@centrum.sk** Jozef Kuzma, Katedra Geotechniky, Stavebná Fakulta, STU v Bratislave, jozef.kuzma@stuba.sk

50 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicTab. 1 Vlastnosti zvolených zemín podľa STN 731001Zemina Trieda zeminy Edef (Mpa) υ (-) φ (º) c (kPa) γ (kPa)1 F5 10 0,4 20 30 202 F2 20 0,35 25 20 19,53 S2 50 0,28 35 0 18,54 G3 100 0,25 37 0 195 G2 200 0,2 38 0 206 G1 300 0,2 38 0 217 G1 500 0,2 44 0 21Výsledky pre tento MKP homogénny model 4 boli v zhode s analytickým riešením a kontaktnénapätie pod stredom základového pásu v bode č.1 bolo 0,647.σm a pod hranou základového pásu3,225.σm. Rozdiel v strede oproti analytickému riešeniu je 1,57% čo je spôsobené nepresnosťouvýpočtu avšak túto zhodu považujeme za uspokojivú.Pod hranou základového pásu nemôže reálne vzniknúť nekonečná hodnota kontaktnéhonapätia, pretože takéto napätie nie je podložie schopné preniesť a v podloží dôjde k splastizovaniua tým k redistribúcii napätí.ModelovanieAnalýza vplyvu nehomogenity podložia je zameraná na vrstevnaté podložie tvorené tromivrstvami pre ktoré sú uvažované variabilné hrúbky a rôzne deformačné charakteristiky. Tietovariácie sú analyzované pre tuhý základový pás zobrazený na obr.1, kde sme pri modelovaníuvažovali kombinácie vrstiev h 1 /h 2 = 1; 0,5; 0,25 pre pomer h 1 /b = 0,5 a kombinácie vrstiev h 1 /h 2 =4; 2; 1 pre pomer h 1 /b = 2. Šírka pásu b bola uvažovaná ako 1m.Obr. 1 Výpočtový model tuhého základového pásu uloženom na vrstevnatom prostredíVýsledky modelovania a ich zhodnotenieVýsledky výpočtov pre všetky variácie pomerov h 1 /h 2 a h 1 /b sú znázornené na obr. 2 spolus priebehom podľa analytického riešenia pre homogénne podložie.Z výsledkov vyplýva, že pre vzájomné pomery vrstiev h 1 /h 2 < 1 pre h 1 /b = 0,5 a pre pomeryE 1 /E 2 > 1 je zjavný nárast kontaktných napätí pod hranou a pokles napätí pod stredom základovéhopásu. Kde pre pomer h 1 /h 2 = 10 a E 1 /E 2 = 10 je to až 68,6% nárast napätí pod hranou základovéhopásu a 67,2% pokles pod stredom pásu.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 51Pomerné kontaktné napätie σ i / σ m4 [-]0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1012345Relatívna poloha bodu v smere šírky základu ξ = x / (b/2) [-]Analytické riešenie - Borowicka MKP-homogénny model 4 MKP-h1/h2=1,E1/E2=10MKP-h1/h2=1,E1/E2=5 MKP-h1/h2=1,E1/E2=2 MKP-h1/h2=1,E1/E2=0,5MKP-h1/h2=1,E1/E2=0,33 MKP-h1/h2=1,E1/E2=0,2 MKP-h1/h2=0,5,E1/E2=0,2MKP-h1/h2=0,5,E1/E2=0,33 MKP-h1/h2=0,5,E1/E2=0,5 MKP-h1/h2=0,5,E1/E2=2MKP-h1/h2=0,5,E1/E2=5 MKP-h1/h2=0,5,E1/E2=10 MKP-h1/h2=0,25,E1/E2=10MKP-h1/h2=0,25,E1/E2=5 MKP-h1/h2=0,25,E1/E2=2 MKP-h1/h2=0,25,E1/E2=0,5MKP-h1/h2=0,25,E1/E2=0,33 MKP-h1/h2=0,25,E1/E2=0,2 MKP-h1/h2=4,E1/E2=10MKP-h1/h2=4,E1/E2=5 MKP-h1/h2=4,E1/E2=2 MKP-h1/h2=4,E1/E2=0,5MKP-h1/h2=4,E1/E2=0,33 MKP-h1/h2=4,E1/E2=0,2 MKP-h1/h2=2,E1/E2=10MKP-h1/h2=2,E1/E2=5 MKP-h1/h2=2,E1/E2=2 MKP-h1/h2=2,E1/E2=0,5MKP-h1/h2=2,E1/E2=0,33 MKP-h1/h2=2,E1/E2=0,2 MKP-h1/h2=1,E1/E2=10MKP-h1/h2=1,E1/E2=5 MKP-h1/h2=1,E1/E2=2 MKP-h1/h2=1,E1/E2=0,2MKP-h1/h2=1,E1/E2=0,33 MKP-h1/h2=1,E1/E2=0,2 MKP-homogénny model 1Obr. 2 Pomerné kontaktné napätia pod tuhým základovým pásom (σm = 200kPa) (x- vzdialenosť odstredu základu, b - šírka pásu, σi - kontaktné napätie v zákl. škáre, σm - priemerné kontakt. napätie)Ak je pomer E 1 /E 2 < 1 je nárast napätí opačný a napätia narastajú pod stredom základovéhopásu a klesajú pod hranou pásu. Avšak ich zmeny sú približne dvoj až trojnásobne menšie ako pripomere E 1 /E 2 > 1. Napríklad pre pomer vrstiev h 1 /h 2 = 0,25 a h 1 /b = 0,5 je to pri pomere E 1 /E 2 = 5pokles kontaktných napätí pod stredom pásu 42,3% a prírastok pod hranou pásu 41% avšak pripomere E 1 /E 2 = 0,2 je to prírastok pod stredom iba 16,6% a pokles pod hranou 12,6%. Ak jevzájomný pomer vrstiev h 1 /h 2 > 1 pre h 1 /b = 2 je prírastok aj pokles napätí pod stredomzákladového pásu (bod č.1) minimálny. Platí to pre pomer E 1 /E 2 > 1, kde je pokles kontaktnýchnapätí približne 3%, ale aj pre pomer E 1 /E 2 < 1, kde je prírastok kontaktných napätí približne 1%.Pod hranou základového pásu (bod č.2) je pre pomery vrstiev h 1 /h 2 > 1 a h 1 /b = 2 prírastokkontaktného napätia pre pomery E 1 /E 2 > 2 taktiež však pre pomery E 1 /E 2 < 0,33 konštantný a topribližne 20%.Na obr. 3 je zobrazený vplyv deformačných charakteristík vrstvy h 2 na kontaktné napätia podstredom a hranou tuhého základového pásu pre rôzne pomerné kombinácie h 1 /h 2 a h 1 /b.101005 210,50,2806040(σ zi / σ zm5 )*100 %200-20Bod.1 (h1/h2=1,h1/b=0,5)Bod.2 (h1/h2=1,h1/b=0,5)-40Bod.1 (h1/h2=0,5,h1/b=0,5)Bod.2 (h1/h2=0,5,h1/b=0,5)-60Bod.1 (h1/h2=0,25,h1/b=0,5)Bod.1 (h1/h2=4,h1/b=2)Bod.2 (h1/h2=0,25,h1/b=0,5)Bod.2 (h1/h2=4,h1/b=2)-80Bod.1 (h1/h2=2,h1/b=2)Bod.2 (h1/h2=2,h1/b=2)-100Bod.1 (h1/h2=1,h1/b=2)log E 1 / E 2 [ - ]Bod.2 (h1/h2=1,h1/b=2)Obr. 3 Vplyv deformačných vlastností vrstvy h 2 na kontaktné napätie pod stredom (bod č.1)a hranou (bod č.2) tuhého pásového základu

52 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicZ obr.3 môžme vidieť, že při vrstve h 2 , ktorá je od povrchu vzdialená o pomernú vzdialenosť(h 1 /b = 2), kde sa podľa STN 731001 pre pružný homogénny polpriestor nachádza 30% zvisléhonapätia od priťaženia sa ani pri narastajúcich hrúbkach a niekoľko násobne menším (prípadneväčším) modulom deformácie nemenia kontaktné napätia pod stredom tuhého základového pásu.Pri modelovaní bola prevzatá ako základná hornina pre homogénny izotropný model zeminač.4 a rozdiely v kontaktných napätiach oproti analytickému riešeniu boli pod stredom tuhéhozákladového pásu 1,57%. Pre ten istý výpočtový model pri uvažovaní homogénneho izotropnéhomodelu podložia s uvažovanou základnou horninou (zemina č.1) ktorá má desať násobne menšímodul deformácie ako zemina č.4 bol vypočítaný homogénny model 1. Vypočítané kontaktnénapätia pre takýto model boli odlišné oproti analytickému riešeniu v strede pod tuhým pásom0,56%. Oproti homogénnemu modelu 4 boli výsledky kontaktných napätí pod stredom tuhého pásuodlišné o 2,2% a pod hranou pásu o 3,94%.Z toho vyplýva, že ani pri násobne odlišných vlastnostiach zemín za predpokladuhomogénneho izotropného pružného podložia nie je kontaktné napätie značne ovplyvnené a je vzásade podobné analytickému priebehu napätí pre dokonale tuhý pás. Platí to samozrejme len ak jezachovaná tuhosť systému „základová pôda – plošný základ“, kde podľa STN 731001 musí byť k>1 čo znamená, že základová konštrukcia je uvažovaná ako tuhá. Avšak s tými istými uvažovanýmicharakteristikami pre vrstevnaté podložie je viditeľný vplyv nespojitej nehomogenity na priebehkontaktných napätí pod uvažovaným tuhým základovým pásom.ZáverAko už bolo spomenuté v úvode spolupôsobenie stavebnej konštrukcie a podložia jeovplyvňované množstvom faktorov.Skutočná napätosť pôdy závisí tiež na slede vrstiev a ďalších rôznych okolnostiach, ktorévyplývajú z variability podložia. Rovnako Bolteus (1984) konštatuje, že nehomogenita zemín jedôležitým faktorom, ktorý nemôže byť zanedbávaný pri analýze kontaktných úloh.Aj z tejto našej zjednodušenej parametrickej štúdie vyplýva, že aj pri zjednodušenýchokrajových podmienkach hrá nespojitá nehomogenita v podloží významnú úlohu pri posudzovaníspolupôsobenia stavebnej koštrukcie s podložím.PoďakovanieTento príspevok vznikol v rámci riešenia grantovej úlohy MŠ SR č.1/0578/08.Literatúra[1] Poulos, H. G – Davis, E. H.: Elastic solutions for soil and rock mechanics, John Wiley & Sons,Inc., 2.ed., Sydney, Australia 1991[2] Selvadurai, A. P. S.: Elastic analysis of soil – foundation interaction., ELSEVIER Amsterdam,Developments in geotechnical engineering. Vol 17., Netherlands 1979[3] Bolteus, L.: Soil – Structure Interaction. A study based on numerical methods, Publication84:3, Division of Structural Design, Chalmers University of Technology, Göteborg 1984[4] Hruštinec Ľ.: Analýza spolupôsobenia plošného základu s podložím, 1. vyd. Bratislava,Vydavateľstvo STU, 2003, 184s.[5] Norma STN 731001 Základová pôda pod plošnými základmi, Praha 1987

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 53NOVÉ TRENDY V GEOTECHNICKOM MONITORINGUSVAHOVÝCH DEFORMÁCIÍNEW TRENDS IN GEOTECHNICAL MONITORINGOF SLOPE DEFORMATIONSMarian Drusa * , Vlastimil Chebeň ** , Juraj Mužík *** , Anita Kálmánová ****Geotechnical monitoring of slope deformations is realized on important construction sitesmainly by inclinometer, which allow measuring deformation inside special tube installedin borehole. The present dynamic alternative of the classic monitoring way is monitoringby pulsing technology - Time Domain Reflectometry (TDR). Thanks to universality of thistechnology and its permanent improving is now applicable in geotechnical engineering. Itis useful for measuring progress of deformation, but also ground water pressure andmoisture content of soils. The presented article describes principle of TDR technology,advantages and disadvantages, and remote data collection possibility.1. ÚvodTechnológia merania metódou Time Domain Reflectometry (TDR) vznikla v 50-tych rokochminulého storočia na zisťovanie porúch a poškodení v diaľkových telekomunikačných vedeniach.Univerzálnosť a zdokonaľovanie tejto technológie jej umožnili postupný prienik do ďalšíchtechnických disciplín. V geotechnickom monitoringu sa objavila začiatkom 90-tych rokov nameranie stability svahov [2]. Inklinometrické a piezometrické merania, ako tradičné metódymonitoringu svahových deformácií sú v súčasnosti dopĺňané a nahrádzané technológiou TDR. Tútotechnológiu možno v stručnosti predstaviť ako radar v kábli. Elektrický impulz je vyslaný do kábla,kde sa pri náraze na prekážku (lom, ohyb) odrazí a vráti späť. Presná lokalizácia a závažnosťpoškodenia je možná vďaka závislosti elektrických vlastností dvojvodičového kábla na jehodeformácii. Na tento účel sú vhodné koaxiálne káble s metalickým povrchom alebo plastovým,obr.1. Koaxiálny kábel sa skladá z vnútorného a vonkajšieho vodiča a priestoru medzi nimi, ktorý jevyplnený izolačným materiálom (dielektrikom).2. Princíp metódy TDRPulzátor vysiela za sebou elektrické impulzy vo veľmi krátkom časovom slede okolo 100 až300p.s -1 . Prechod elektrického prúdu vodičmi indukuje magnetické pole, charakterizovanéinduktanciou L. Množstvo preneseného náboja závisí na rezistancii R a rozdiel napätí medzivodičmi je určený kapacitanciou kábla C, t.j. schopnosťou kábla uchovávať náboj. Vzájomný súvismedzi týmito veličinami vyjadruje charakteristická impedancia kábla Z 0 ( 1 ).LZ o = ( 1 )C* ) Marián Drusa, doc. Ing. PhD., Katedra geotechniky, Stavebná fakulta Žilinskej univerzity, drusa@fstav.uniza.sk** ) Vlastimil Chebeň, Ing., Katedra geotechniky, Stavebná fakulta Žilinskej univerzity, cheben@fstav.uniza.sk*** ) Juraj Mužík, Ing., Katedra geotechniky, Stavebná fakulta Žilinskej univerzity, muzik@fstav.uniza.sk**** )Anita Kálmánová, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta Žilinskej univerzity, anita.kalmanova@fstav.uniza.sk

54 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicNepoškodený kábel mácharakteristickú impedanciu po celejdĺžke skoro rovnakú. Pri deformáciikábla dochádza k lokálnej zmeneimpedancie Z t v danom mieste, čospôsobí zmenu napätia impulzu. Čas, zaktorý sa vyslaný impulz vráti, priznámej rýchlosti šíreniaelektromagnetickej energie v kábli, Obr. 1 Merací kábel vhodný pre monitorovanie svahupresne lokalizuje miesto poškodenia.Veľkosť napätia vráteného impulzu V r k vyslanému V i sa nazýva koeficient odrazu ρ r ( 2 ). Zmenanapätia je zapríčinená zmenou elektrického prúdu, ktorý tečie daným úsekom so zmenenýmiparametrami induktancie L a kapacitancie C ( 3 ).V=rρ r( 2 )Vi2∂ I− ( Ls + R)(Cs + G)I = 0∂x22∂ V ∂ V= ( L ⋅C) 2∂x∂t∂tZo vzťahu ( 4 ) vyplýva závislosť zmeny napätia signálu na čase t a vzdialenosti x. Z tejto závislostizmeny napätia V po dĺžke x na čase t je odvodený názov technológie TDR. Okrem časovej závislostisa skúma závislosť frekvenčná, to však nie je predmetom tohto článku. Na presnú lokalizáciuvplýva rýchlosť šírenia signálu v kábli V p ( 5 ), ktorá závisí na použitom dielektriku kábla. Tentoparameter býva zväčša uvedený výrobcom.1V p =( 5 )L ⋅CPodľa magnitúdy koeficientu odrazu ρ r je možné určiť typ, závažnosť a veľkosť porušenia. Vovšeobecnosti môžu nastať dva extrémne prípady, ktorým prislúchajú dve hodnoty ρ r . Ak je kábelskratovaný, vtedy ρ r = -1, t. j. dôjde ku kontaktu vodičov (namáhanie šmykom). Ak je vytvorenýotvorený obvod, vtedy ρ r = +1, t. j. impedancia obvodu má nekonečne veľkú hodnotu (Z t = ∞).Podľa miery pretvorenia kábla sa hodnoty ρ r pohybujú od -1 do +1.3. Určenie svahových posunovV geotechnickom monitoringu sa technológia TDR používa na sledovanie horizontálnychdeformácii skalných, zemných svahov a zemných konštrukcií (obr. 2), meranie poklesu povrchuterénu. Hlavnou úlohou monitoringu svahov je určenie šmykovej plochy a jej vývoj v čase. TDR juumožňuje veľmi presne lokalizovať a takisto aj sledovať jej vývoj v čase. Šmyková plocha sa nazázname krivky prejaví ako lokálna špička, obr. 3. Kábel je na šmykovej ploche namáhaný, čospôsobuje jeho deformáciu. Na zázname krivky TDR vidno, kde sa nachádza šmyková plocha anásledné merania ukazujú ako sa šmyková plocha vyvíja. Podľa veľkosti a tvaru amplitúdy jemožné určiť, či je kábel deformovaný šmykom, ťahom alebo ich kombináciou. Zo záznamu krivkysa dá ďalej zistiť, či je kábel je namáhaný šmykovými silami, pretože špička amplitúdy má zápornýkoeficient odozvy (smeruje dole).( 3 )( 4 )

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 55Obr. 2 Príklad merania svahovej deformácieAnalýzou krivky je možné eliminovať náhodné vplyvy, ktoré sa objavia v zázname a vyhladiť jejpriebeh (odstrániť šum). Diferencovaním krivky podľa času a po dĺžke kábla sa dosiahne vyššiapresnosť určenia miesta šmykovej plochy a jej vývoj v čase a priestore.Obr. 3 Určenie hĺbky a vývoja šmykovej plochy zo záznamu krivky TDR [1].4. Inštalácia TDR pri monitoringu svahovKoaxiálne káble sa umiestňujú do zvislých vrtov a okolie sa vyplní cemento-bentonitovouinjektážnou zmesou (zálievkou). Kompozit zemina–zálievka–kábel je veľmi nehomogénny, už lenčo sa týka pevnosti a tuhosti materiálov. Pre korektné meranie vplyvu na kompozit od vodorovnéhoposunu zeminy, je potrebné osobitne pristúpiť k správnemu výberu týchto dvoch prvkov.Pretvárna sila musí prekonať šmykovú pevnosť zálievky a kábla. Samotný kábel sa skladáz niekoľkých materiálov s rôznou šmykovou pevnosťou, preto je otázka výberu vhodného káblaveľmi dôležitá. Káble s hliníkovým vonkajším vodičom sú tuhšie v porovnaní s káblami, ktorýchvonkajší vodič tvoria medené zväzky. Pri skalných svahoch tento problém nie je až tak výrazný,nakoľko rozdiel pevností okolitej horniny, zálievky a kábla je relatívne malý. Problém nastáva priinštalácii v mäkkých zeminách. V tomto prípade platí, aby pevnosť zálievky vzhľadom na okolitúzeminu bola nižšia, t.j. aby došlo k zlyhaniu pevnosti zálievky skôr ako okolitej zeminy, ale musíbyť vyššia ako šmyková pevnosť kábla [4]. Na pracovisku Katedry geotechniky boli zahájené testyšmykovej pevnosti zálievky a inštalovanej kombinácie kábel-zálievka spolu so zeminou. Súčasne

56 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicprebieha modelovanie vplyvu tuhosti zálievky na deformáciu kábla numerickým modelovanímsoftwarom Plaxis 3D Foundation a Plaxis 2D.5. Hromadný a diaľkový zber dátKeďže monitoring pomocou technológie TDR je založený na elektronickom prístupes minimálnymi požiadavkami na obsluhu softwaru, je predurčený na hromadný a diaľkový zber dát.Jednotlivé sondy monitorovanej lokality môžu byť pripojené na jednu centrálnu stanicu, ktorápodľa nastavených požiadaviek môže merať vo zvolených časových okamihoch a namerané dátazasielať cez káblovú alebo bezdrôtovú sieť na miesto spracovania. Takto sa dajú dosiahnuť nielennižšie náklady na prevádzku monitoringu, ale aj včas odhaliť podozrivé zmeny, umožniť koreláciuaktuálnych zmien svahových pohybov vzhľadom na vonkajšie činitele (zrážky, teplota, zaťaženie)a tým lepšie rozumieť podstate daného svahového pohybu.6. ZáverV prospech technológie TDR hovorí najmä nižšia nákladovosť a časová nenáročnosť získavaniadát. Celkové náklady na inštaláciu a prevádzku sú v porovnaní s klasickými inklinometrami asio 35% nižšie [4]. Pri jednotlivom zbere údajov (od sondy k sonde) sa dá dosiahnuť značná úsporačasu použitím hromadného zberu dát na rozľahlých a menej prístupných miestach a navyšezozbierané dáta poskytujú okamžitý prehľad o stave danej lokality. Nespornou výhodou je presnéurčenie šmykovej plochy a schopnosť odhalenia spôsobu namáhania na ploche zosuvu. Otázkaspolupôsobenia kompozitu zálievka - kábel stojí za ďalšie skúmanie, nakoľko práve tátodeterminuje presnosť a spoľahlivosť celej metódy. V súčasnosti sa zdokonaľujú zariadenia namonitoring hladiny podzemnej vody, ktoré sú založené na nahradení dielektrika vodou, kdemôžeme určiť prepočtom hodnoty pórového tlaku vody. TDR ako nová technológiav geotechnickom monitoringu má potenciálne široké uplatnenie v podmienkach s veľmi častýmvýskytom svahových deformácií. Na Slovensku bol vybraný modelový zosuv s meranímtechnológiou TDR vo Veľkej Čause, kde prebiehajú aj iné spôsoby monitorovania v rámci úlohŠGÚDŠ. V príprave sú aj ostatné lokality a rozpracovaný je rýchly spôsob inštalácie káblovsúpravou pre statickú penetráciu.PoďakovanieTáto práca bola podporovaná Agentúrou na podporu výskumu a vývoja na základe zmluvy č.APVV-0768-07.Literatúra[1] BECK, T. J., KANE, W. F., Current and Potential Uses of Time Domain Reflectometry forGeotechnical Monitoring, Proceeding, 47 th Highway Geology Symposium, Cody, WY, 1996,p.94-103[2] DOWDING, C. H., O'CONNOR, K. M., Geomeasurements by Pulsing TDR Cables andProbes, Boca Raton: CRC Press, 1999. ISBN 08-493-0586-1[3] KUESTER, E.F., POPOVIC, Z., Principles of RF and Microwave Measurement, Boulder:University of Colorado, 2005[4] SARGAND, S. M., SARGENT, L., FARRINGTON, S. P., Inclinometer-Time DomainReflectometry Comparative Study, Final Report December 2004, Athens: Ohio University,2004[5] Brinkgreve, R. B. J., Vermeer, P. A., Plaxis 3D Tunnel User’s Manual-Version 1, (2001)A.A.Balkema Publishers, Lisse, Netherlands

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 57GEOTECHNICKÉ OPATRENIA PRI DIAĽNIČNOMODPOČÍVADLE TURANYGEOTECHNICAL PRECAUTION AT HIGHWAYLANDING NEAR TURANYÚvodPeter Turček * , Monika Súľovská **Geotechnical conditions in the north part of Slovakia are very complicated and have highinfluence on preparing the higway design. In a preliminary engineer-geologicalinvestigation there were indicated some parts at highway landing near Turany as slopeswith high landslide risks. This paper deal with stability analysis befor and after realizingthe highway body. Results of the analysis were used in design of precaution maintenanceat this part of highway.Príprava projektovej dokumentácie pre výstavbu diaľničných úsekov v priestore severnéhoSlovenska je významnou mierou ovplyvňovaná veľmi náročnými geotechnickými podmienkami.Jedným z takýchto úsekov je aj priestor v okolí pripravovaného diaľničného odpočívadla priTuranoch. Predbežný inžinierskogeologický prieskum indikoval na vytypovaných miestachmožnosť aktivizácie zosuvov. Z toho dôvodu sa pozornosť sústredila na posúdenie stabilitydotknutých svahov pred stavebným zásahom do prírodného prostredia, ale aj ovplyvneniu lokálnejale aj celkovej stability svahu po zhotovení diaľničného telesa. Výsledky riešenia [1] boli použitéako podklady k návrhu preventívnych sanačných opatrení.Trasa diaľnice D1 Dubná Skala – Turany v úseku km 11,000 až 12,700 prechádzamorfologicky aj geologicky náročným terénom. Situovaná je v aluviálnej nive rieky Váhv priestore obmedzenom z južnej strany výbežkami Veľkej Fatry, zo severnej strany vážskymkanálom. Svahovitý terén sa z hľadiska geologickej stavby zaraďuje do flyšového pásma. Skalnýpodklad je tvorený prevažne ílovcami, ktoré sa striedajú s pieskovcami; v blízkosti povrchu terénusú intenzívne zvetrané. Prekryté sú svahovými jemnozrnnými sedimentmi. Typickým pre celéúzemie je výskyt zosuvov zasahujúcich do tesnej blízkosti pripravovanej trasy diaľnice. V krátkomrovinatom úseku bývalej materiálovej jamy tehliarskej suroviny sa nachádzajú aj zamokrené oblasti.Odpočívadlo Turany (km 11,000 až 11,800)V minulosti už bola posudzovaná stabilita svahu v dotknutom priestore v 5 výpočtovýchprofiloch a 2 profiloch v tesnej blízkosti odpočívadla. Podklady pre zostavenie výpočtovýchmodelov tvorili aj výsledky geofyzikálnych prieskumov na lokalite. Dva posudzované profily boliv minulosti narušené antropogénnou činnosťou. Najvýznamnejšou charakteristikou, ovplyvňujúcoustabilitný výpočet, sú parametre šmykovej pevnosti zeminy. Predstavu o zložitosti geologickýchpomerov na lokalite (predovšetkým vo svahoch) dokresľujú overené charakteristiky šmykovejpevnosti zemín, ktoré uvádzame v tab. 1.Laboratórne skúšky sa robili v štádiu príprav na sanáciu prírodných svahov v minulosti. Aj keďnie sú všetky údaje dostatočne dokumentované, ukazuje sa, že pokles na reziduálne hodnoty*Prof. Ing. Peter Turček, PhD. – Katedra geotechniky SvF STU Bratislava, peter.turcek@stuba.sk**Ing. Monika Súľovská, PhD. – Katedra geotechniky SvF STU Bratislava, monika.sulovska@stuba.sk

58 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicšmykovej pevnosti bol významný predovšetkým u kvartérnych ílovitých zemín strednej plasticity,kým u neogénnych ílov strednej a vysokej plasticity bol pokles šmykovej pevnosti na reziduálnehodnoty menší. Do aktuálnych výpočtov použité parametre šmykovej pevnosti sú uvedené v tab. 2,zohľadňujúce svahové pohyby ktoré sa stabilizovali prevažne získaním prirodzenej rovnováhy bezpričinenia technických zákrokov. V takýchto situáciách je potrebné uplatniť reziduálne hodnotyšmykovej pevnosti.Tab. 1 Šmyková pevnosť zemínvrt hĺbkaefektívnereziduálne(m) ϕ ef (°) c ef (kPa) ϕ r (°) c r (kPa)SV – 2 4,5 – 4,8 21,50 18,85 14,00 5,30SV – 3 3,3 – 3,617,0 – 17,220,2627,8514,7017,7513,7723,873,259,80SV – 6 9,7 – 9,911,5 – 11,723,5426,8716,9515,9016,6219,0310,759,65SV – 9 2,4 – 2,65,2 – 5,47,4 – 7,624,6318,7220,0715,7513,8014,8016,6213,5912,8710,755,458,60SV – 13 2,2 – 2,56,2 – 6,510,2 – 10,519,7131,0621,1311,603,0538,2514,1925,0619,033,750,0010,90PV – 2 4,8 – 5,09,4 – 9,619,9721,2114,659,2514,2913,92D – 93 2,4 – 2,5 25,35 13,10 - -D – 6 4,6 – 4,7 19,40 28,00 - -D – 9 6,3 – 6,4 17,70 31,00 - -6,803,20Tab. 2 Vlastnosti podložia použité v starších stabilitných výpočtochZeminaϕ(°)c(kPa)íly vysokej plasticity (F 8)16 10íly strednej plasticity (piesčité) (F 6) 13 5štrky (G 2 – G 3)30 0íly štrkovité (G 5)27 14íly strednej plasticity (F 6)20 10piesky (S 3)30 0podložie50 50γ(kN/m 3 )20,521,019,519,521,017,521,0γ sat(kN/m 3 )20,521,019,519,521,017,521,0Rešpektovaním vyššie uvedených okrajových podmienok bola hodnotená stabilitavytypovaných úsekov. Ukázalo sa, že v 5 zo 7 profilov nebol dodržaný vyžadovaný stupeň stability.Vo väčšine profilov sa nesplnenie podmienok stability prejavuje indíciou pomalého plazivéhopohybu, ktorý môže byť intenzívne ovplyvňovaný klimatickými pomermi počas roka adynamickými účinkami (napr. stavebnej činnosti alebo dopravy). Realizáciou sanácie zhotovenímvejára subhorizontálnych vrtov v okolí jedného z profilov sa následne znížila hladina podzemnejvody, čo viedlo k miernemu zvýšeniu stupňa stability svahu v okolí tohto profilu. Zároveň sa aleukázalo, že zanedbanie údržby drenážnych prvkov postupne znefunkčnilo drenážny systém, čonásledne ohrozilo stabilitu svahu.Všetky dávnejšie hodnotené profily boli posúdené v súčasných podmienkach. Doplnkové IGprieskumy spresnili rozloženie vrstiev podložia. Okrem toho sa tiež upravili niektoré hodnotyšmykovej pevnosti zemín (pozri tab. 3). Optimalizovaný výpočet vygeneroval klznú plochuprakticky cez celý svah v dĺžke presahujúcej 100 m (začína pri päte svahu a tiahne sa pozdĺž

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 59skalného podkladu relatívne vysoko proti svahu) preukázal stabilitu svahu F s = 1,16 (pozri obr. 1),čo predstavuje mierne zlepšenie oproti starším výpočtom. Po podrobnej analýze boli najnovšievýpočty považované za lepšie zohľadňujúce reálnu situáciu v pôvodnom stave.Tab. 3 Vlastnosti podložia použité v doplnkových stabilitných výpočtochZeminaϕ(°)c(kPa)γ(kN/m 3 )íl v hornej polohe146 21štrk330 19,5piesky310 17,5íly v spodných polohách20 10 21podložie50 50 21γ sat(kN/m 3 )2119,517,52121Obr. 1 Posúdenie stability pôvodného svahu v km 11,300Výpočtom stanovená stabilita svahu ale nezodpovedala požiadavkám dostatočnejspoľahlivosti. Vytvorenie výpočtového modelu malo slabinu predovšetkým v poznateľnostizloženia vrstiev vo svahu; v tomto priestore sú prieskumné vrty neprimerane ďaleko od seba, čomôže viesť k vytvoreniu neadekvátneho modelu podložia. Ak sa v pôvodnom modeli miernekorigoval tvar rozhrania pokryvných jemnozrnných zemín a skalného podkladu (v strednej častisvahu úpravou predstavujúcou menej ako 1 m), výpočet stability svahu preukázal zvýšenie stupňastability na hodnotu F s = 1,17. Takýto stav by bolo možné považovať za zodpovedajúci reálnympodmienkam v teréne. Stále ale nebola dosiahnutá postačujúca spoľahlivosť svahu. Z toho vyplýva,že aj napriek korekcii vstupných parametrov zemín sa nedosiahli výstupy, ktoré by oprávňovalipovažovať úsek svahu za primerane stabilný v dlhom časovom horizonte.Vzhľadom na vyššie uvedené sa prikročilo k návrhu na zvýšenie stupňa stability svahuv posudzovanom úseku pomocou výstužných štrkových rebier, ktorých úlohou je zvýšenieparametrov šmykovej pevnosti ílovitých zemín vo svahu a zachytenie prípadných prítokovpodzemnej vody. Prieskumné vrty nepreukázali výskyt hladiny podzemnej vody v tomto profile, nainých miestach svahu (najmä východným smerom) bola ale indikovaná podzemná voda. Dá sapredpokladať, že stavebnými prácami môžu vzniknúť netesnosti, cez ktoré bude vnikať povrchovávoda do svahu a veľmi nepriaznivo ovplyvní jednak konzistenciu jemnozrnných zemín, jednakstabilitu dotknutého úseku svahu. Preto štrkové rebrá treba považovať aj za preventívne sanačnéopatrenie. Pri osovom rozostupe rebier 6 m sa výplňou ryhy rebra lomovým kameňom zvýšilapriemerná hodnota uhla vnútorného trenia zo 14° na 18,5° až 20,5°; súčasne sa upravila súdržnosť(v danom prípade sa súdržnosť zmenšila zo 6 kPa na 4,5 kPa). Úprava priniesla dostatočné zvýšeniestupňa stability.V staničení km 11,480 nebol nestabilný svah doteraz zabezpečovaný žiadnymi opatreniami.Päta potenciálneho zosuvu bola identifikovaná vo vzdialenosti 80 m od krajnice diaľnice; celkovádĺžka šmykovej plochy vychádzala z matematických simulácií 70 m, čo zodpovedalo prejavom

60 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicnestability na povrchu terénu. V prípade aktivizovania svahových pohybov by teleso diaľniceohrozovala akumulácia zosuvu. Najvážnejším rizikovým faktorom bola podzemná voda, ktorejhladina kolísala v značnom intervale v závislosti od klimatických podmienok. Preto bolo navrhnutépodstatne zmierniť pôsobenie podzemnej vody na svah opatreniami:• Zhotoviť 2 vejáre horizontálnych odvodňovacích vrtov, každý vejár s 3 vrtmi dlhými 30 m.Zachytenú vodu povrchovo odviesť rigolmi.• Za priekopou zhotoviť 2 m vysoký gabionový oporný múr na zachytenie prípadných hmôtv akumulácii zosuvu.• Do strmšieho úseku svahu na dĺžke 250 m zhotoviť kamenné rebrá dlhé 20 m, hlboké do 4 m sovzájomnou vzdialenosťou po 6 m, ktoré budú v hornej časti medzi sebou prepojené.Zemné teleso za odpočívadlomZa odpočívadlom prechádza diaľnice na násyp dosahujúci výšku až 14 m. Podložie je v tomtopriestore na dĺžke 650 m tvorené ílmi prevažne mäkkej konzistencie. Z dôvodu predovšetkýmzvýšenia únosnosti podložia, ale aj urýchlenia jeho konsolidácie boli na zlepšenie vlastností zemínnavrhnuté štrkové piliere. Vyžadované projektové parametre splnili piliere priemeru ∅ 500 mm,dlhé priemerne 5 m (resp. tak hlboko, aby siahali až po nižší horizont štrkov), rozmiestnenév trojuholníkovej sieti v osovej vzdialenosti po 2,5 m. Na hlavy štrkových pilierov bola navrhnutánajprv separačná geotextília (min. 300 g/m 2 ) a vrstva drveného štrku hrubá 300 mm s dvojosovougeomrežou umiestnenou do stredu vrstvy. Až na takto upravený podklad sa mohlo zhotovovaťnásypové teleso z miestnych zemín.V miestach, kde sklon pôvodného terénu prevyšoval 20 % (11,3 °), bolo navrhnuté podložienásypu upraviť zazubením. Pri kopírovaní reliéfu vychádzala výška jednotlivých stupňov 0,4 až1,75 m, dĺžka stupňov 1,0 až 3,5 m. Podložie bude od násypového telesa oddelené separačnougeotextíliou a odvodnenie stupňov zabezpečí min. horizontálny sklon 2 %.ZáverGeotechnické podmienky pri diaľničnom odpočívadle Turany sa oproti predbežnýmpredpokladom ukázali podstatne komplikovanejšie. Preto bolo potrebné na základe doplnkovéhoprieskumu podrobne analyzovať stabilitu zárezu a navrhnúť primerané preventívne sanačnéopatrenia.Pod nadväzujúcim násypom bolo potrebné zlepšiť vlastnosti mäkkého ílovitého podložia. Natomto úseku boli navrhnuté štrkové piliere v kombinácii s vystuženou štrkovou vrstvouumiestnenou na hlavách štrkových pilierov.Súčasťou riešenia bol aj návrh systému kontroly účinnosti predkladaných technických opatrení.Ako hlavný monitorovací prvok bolo navrhnuté zabudovanie inklinometrov, siahajúcich podpredpokladanú klznú plochu nestabilného svahu, t.j. do hĺbky 15 m pod povrch terénu. Situovanéboli prevažne do priestoru predpokladanej odlučnej a transportnej oblasti svahu, čo predstavovalomax. vzdialenosť približne 100 m od diaľnice. Okrem toho bolo navrhnuté režimové pozorovanievýdatnosti subhorizontálnych odvodňovacích vrtov.PoďakovaniePríspevok je jedným z výstupov grantovej úlohy VEGA č. 1/0619/09 „Zohľadnenie rizík prinavrhovaní geotechnických konštrukcií“.Literatúra[1] TURČEK, P., SÚĽOVSKÁ, M.: Diaľnica D1 Dubná Skala – Turany. Geotechnické opatreniav úseku km 11,000 – 12,700. Expertíza. Bratislava, 2008.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 61SOUČASNÝ STAV MONITORINGU SKALNÍ STĚNY UHOLŠTEJNACONTEMPORARY STATE OF MONITORING ON THEROCK WALL NEAR HOLSTEJNAntonín Paseka * , Vlastimil Hanzl ** , Milena Šamalíková ***ÚvodIn the frame of the projects GACR in last 15 years the monitoring on the rock wall nearHolstejn in the Moravian Karst was studiedt. In the end of narrow valley where the wateris sinking are very difficult conditions to find suitable places for the stations ofobservation. Therefore different methods were used. They are presented and evaluated inthis article.Stabilita skalních stěn v krasových územích je zpravidla narušována přírodními klimatickýmivlivy, které se projevují hlavně změnami teploty včetně účinku mrazu a povrchovou erozízpůsobenou deštěm a přívalovými srážkami. V případě, že se skalní stěna nachází v blízkostidopravní stavby přistupuje k přírodním faktorům i dynamický účinek od dopravy. Jednímz takových příkladů je skalní stěna pod silnicí č. III/3783 nad ponorem Bílé vody v Nové Rasovněv Moravském Krasu. Toto území je trvale ohrožováno opadáváním skalních bloků vlivemmrazového zvětrávání, hloubkovou erozí svahu přímo nad ponorem, změnami v korytě potokazpůsobenými zvýšením průtoků v době jarního tání a při letních povodních, které rovněž vyvolávajízměny v krasovém podzemí.Z historických pramenů, hlavně z údajů K. Absolona (1970) je známo, že na této lokalitěproběhlo již v minulosti několik skalních zřícení. První zprávy o změnách v podzemí v blízkostipropadání se datují z období 1852 až 1858, další jsou z let 1864, 1882 a 1910. Poslední katastrofálnískalní zřícení nastalo v roce 1965. Spadlé skalní bloky dodnes leží v korytě Bílé vody a při velkévodě zadržují splaveniny i spadlé stromy.Přehled dosavadních průzkumných pracíOd roku l994 se autoři zabývají inženýrskogeologickým průzkumem této lokality a to jakz hlediska stability skalní stěny, tak i z hlediska povrchových změn v jejím nejbližším okolí včetněstavu silnice. Bylo provedeno inženýrskogeologické mapování včetně geotechnické charakteristikyhorninového prostředí průzkum, navrženy a provedeny jádrové vrty a podle jejich výsledkuvytypována oslabená místa v masivu včetně kaveren a jeskyň. Následovalo první geofyzikálníměření a souběžné speleologické ověření stavu podzemí v blízkosti ponoru. Bylo zahájenodilatometrické měření hlavních puklin na skalní stěně a geodetické dlouhodobé měření, které trvá aždo současnosti. Druhé geofyzikální měření bylo zaměřeno i na okolní svahy nad silnicí a bylasledována teplota a výsledky vyhodnoceny metodou MKP.V rámci bezpečnosti silničního provozu byl nestabilní úsek přemostěn provizorním mostem ajeho stav je průběžně kontrolován.* Antonín Paseka, Ústav geotechniky, Fakulta stavební, Vysoké učení technické v Brně, paseka.a@fce.vutbr.cz** Vlastimil Hanzl, Ústav geodézie, Fakulta stavební, Vysoké učení technické v Brně, hanzl.v@fce.vutbr.cz***Milena Šámalíková, SIMgeo, s.r.o. Brno

62 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicV současné době probíhá celoročně geodetické měření, které zahrnuje celkové sledovánístability vozovky, skenování skalní stěny a měření pohybu skalních bloků v korytě Bílé vodyv blízkosti ponoru. V zimním období se sleduje stav ojínění v místech výstupu teplejšího vzduchuz podzemních prostor a celoročně vývoj erozivní rýhy, která vznikla po povodni v roce 2004 a nyníjiž zasahuje pod asfaltový kryt vozovky. Dosavadní práce byly publikovány v [1, 2].Měření posunů skalních blokůGeodetické měření bylo prováděno až dosud v deseti etapách na sedmi blocích viz obr. 1.Výsledek měření posunů je uveden v tab 1.Tab.1 Měřené posuny bodů ve vybraných etapách2005-6 2007-8 2004-8blok bod dX dY dZ dX dY dZ dX dY dZA 6 3,9 11,4 -19,9 6,3 0,1 -6,7 6,2 26,8 -38,67 0,7 12,3 -17,4 6,0 1,6 -7,1 1,7 29,4 -36,58 2,4 17,7 -16,3 5,4 1,2 -6,5 6,3 35,6 -31,9B 9 12,0 2,9 -9,6 8,1 0,6 -7,3 32,2 8,6 -25,810 12,6 3,3 -11,4 8,6 0,6 -8,4 33,5 6,8 -30,311 11,1 2,8 -12,9 8,1 0,9 -8,8 30,2 5,9 -35,3C 12 6,9 3,9 -11,3 7,0 2,3 -10,1 21,0 8,9 -37,413 7,1 4,3 -13,4 4,1 0,3 -8,7 17,6 9,5 -36,414 9,1 5,0 -13,5 3,9 0,5 -8,2 17,6 12,2 -35,215 6,8 5,7 -12,6 3,5 1,6 -11,5 14,9 13,9 -36,2D 16 8,1 8,9 -18,717 6,8 8,4 -16,6 3,3 4,0 -12,0 14,3 22,6 -45,418 6,4 8,3 -14,3 3,1 4,0 -9,4 13,5 22,2 -37,8E 21 3,5 2,4 -16,9 16,4 6,6 -12,2 26,2 13,9 -46,222 0,9 3,6 -21,2 16,5 6,0 -18,1 14,9 15,5 -61,023 3,7 3,3 -17,9 13,2 4,5 -22,6 18,9 18,4 -61,6F 24 -5,4 2,5 -22,1 8,5 10,0 -24,9 -4,1 22,0 -73,925 -10,5 4,8 -21,3 2,8 10,9 -37,2 -22,6 27,8 -88,926 -0,4 7,0 -15,0 9,9 13,6 -24,9 6,6 35,1 -55,9G 28 13,8 6,7 -8,729 11,6 12,0 -1,230 7,5 7,8 -6,631 15,5 6,3 -10,8 8,8 -0,6 -10,5 39,7 16,6 -32,333 14,9 6,5 -14,6 7,9 3,5 37,5 16,9Ze zjištěných posunů vyplývá, že měřené bloky E a F v roce 2008 vykázaly větší pohyby nežv předcházejících letech 2004 až 2005 a 2006-2007.Největší pohyb byl zaznamenán na bloku F, který je situovaný uprostřed toku Bílé vody. Z naněm umístěných měřicích bodů 24 až 26 byl zaznamenán největší pohyb na bodu 25. Jeho poklesčinil 89 mm, což nebylo předpokládáno.Na jaře 2008 vodní tok začal více obtékat blok E s měřicími body 21 až 23. I to se projevilovýraznými pohyby proti předchozím měřením a to především pohybem ve vodorovném směru.Uvedené výsledky měření jsou zajímavé zvláště proto, že rok 2008 byl poměrně suchým a aninebyly zaznamenány velké povodně. V roce 2008 byly provedeny 8. a 9. etapa měření a rovněžlaserové skenování skenerem Imager 5006 s fázovým měření vzdáleností prostřednictvím firmyGeodis Brno, spol. s r.o. Skenování v podzimním termínu nepřineslo očekávané výsledky

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 63v důsledku sněžení v den skenování a tím snížení přesnosti na některých částech bloků. V roce 2008byla rovněž poškozena stabilizace bodů, bylo vytaženo a poškozeno několik nýtů. Bodové pole bylodoplněno dvěma body na největším bloku a jedním kontrolním bodem.Obr. 1 Situace skalních bloků s vektory posunů za období 2004-2006

64 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicVývoj erozivní rýhyStabilita skalní stěny nad propadáním je trvale snižována erozivní rýhou, která vznikla povypadení několika menších bloků ze skalní stěny po letní povodni v roce 1998. Rýha se postupněprohlubuje a propaguje se ve směru skrytého závrtu, jehož výplň byla zastižena jednímz provedených průzkumných vrtů. V současné době je horní hrana rýhy již pod asfaltem vozovky aobnažuje stabilizační vrstvu silnice. Rýha nabývá charakteru strže, rozšiřuje se do stran a ohrožujestabilitu přilehlého svahu. Její vývoj souvisí se stavem vody v Bílém potoce v době jarního tání av době letních přívalů viz obr.2.300002500020000185001780019600Q k[m 3 .s]1500011000127001090010000500001968 1971 1974 1977 1980 1983 1986 1989 1992 1995 1998 2001 2004 2007rokyObr. 2 Průtok vody v Bílém potoce na měřící stanici HolštejnPoděkováníTento výzkum byl proveden za podpory projektu GAČR 205/07/1211 Stabilita území v okolíponoru Bílé vody v Moravském krasu. Autor příspěvku děkuje za tuto podporu.Literatura[1] HANZL, V., PASEKA A., ŠÁMALÍKOVÁ, M.,ŠVÁB, T.,: Slope Stability in the Moraviankarst, Abstract EGU06-A-05728, odkaz str.353+DVD, Vienna 2006, European GeosciencesUnien -General Assembly. ISSN: 1029-7006[2] HANZL, V., WEIGEL, J.,: Mapping of caves and determination of movement of rock blocks inMoravian karst, ISM XIII International Congress, reg. number of paper - 085, 5str., Budapest2007

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 65SANACE HAVÁRIE STT TUNELU BLANKA POMOCÍTĚSNĚNÍ DVOUSLOŽKOVÝMI POLYURETANOVÝMIPRYSKYŘICEMIREPAIRING TECHNOLOGY FOR COLLAPSED ROCKMASSIF OF BLANKA TRAFFIC TUNNEL BY PUR 2CRESINSJaroslav SYNEKÚvodThe entry describes repairing technology of collapsed space on North Tunnel Tube ofBlanka Traffic Tunnel in Prague Garden Stromovka in October of 2008y. Repairing andsealing technology by using quickly reactive PUR 2C resins and jet-grouting. Thecombination of both repairing methods makes to possible principle sealing enormousunderground water inflow across the collapsed rock massif into the tunnel space.Tunelový komplex Blanka je součástí pražského městského okruhu, části mezi MÚKMalovanka na západě a MÚK Pelc-Tyrolka na severu Prahy. Délkou 6,3 km je nejdelší tunelovoustavbou v ČR a nejdelším městským tunelem v Evropě. Ražba tunelu probíhá z trojské stranysměrem k Letné a dosáhla úrovně Šlechtovy restaurace ve Stromovce.Popis situaceDne 12.10.2008 došlo při rozšiřovaní profilu severního tunelu pro nouzový záliv ke kolapsuhorninové klenby a následujícímu propadnutí pokryvných terasových vrstev do tunelu. Na povrchuvznikl v oblasti před Šlechtovou restaurací rozsáhlý kráter průměru cca 30 a hloubky 15 m.Příčinou havárie byly mimořádně obtížné geologické podmínky v místě ražby a zvodnělénadloží terasových naplavenin. Mocnost horninového skalního nadloží se zde postupně snižuje prona sever stoupající niveletu tunelu a jižním směrem naopak zaklesávající povrch skalní bázeke svahu pod Místodržitelským letohrádkem, nad klenbou tunelu klesá až na pouhé 3 - 4 m. Bázeskalního masivu je zde rozrušená průběžnými hladkými plochami puklin vytvářejícími horninovébloky. Puklinový systém s křížením několika směrů puklin na omezeném úseku výrubu tvořílokální anomálie náchylné k vyjíždění horninových bloků do výrubu. Při havárii došlo k uvolnění avyjetí bloku z puklinami ohraničeného, téměř svislého, komínu až na povrch skalního nadloží dopokryvných terasových vrstev. Tyto vrstvy zcela nasycené podzemní vodou pak vtekly vzniklýmkomínem do tunelu za vzniku povrchového kráteru. Spolu s přítokem podzemní vody o vydatnostiaž 200 l/sec vytvořily v tunelu zvodnělý splaz až do vzdálenosti 200 m od místa havárie. Místohavárie bylo už v předstihu sanováno tlakovou cementovou radiální injektáží z průzkumné štoly.Pro stabilizaci zvodnělého splazu byla v tunelu ihned nasypána opěrná hráz a následně bylpovrchový kráter vyplněn betonem. Plomba o objemu cca 1600 m 3 uzavřela povrchový kráter naúrovni cca 4,5 m pod povrchem okolního terénu a 1 m pod hladinou podzemní vody.Ing.Jaroslav Synek, Metrostav, a.s., a FSv ČVUT, jaroslav.synek@metrostav.cz

66 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicNavržený postup sanacePro stabilizaci zvodnělého rozvolněného materiálu v závalu a v hornině nadloží bylanavržena trysková cementová injektáž z povrchu betonové plomby. Pro její účinnost bylo nutnézamezit rozplavování cementu omezením proudění podzemní vody a zajistit dostatečně dlouhoureakční dobu pro cementovou směs injektáže. Byla navržena podpovrchová těsnící jímka vymezenátřemi souběžnými řadami injektovaných vrtů (ve vzdálenosti 0,5m) vedených cca 1 m pod úroveňskalní báze pod betonovou plombou na půdorysu cca 15 x 15 m. Uvnitř jímky pak byla navrženaklasická trysková injektáž cementem pro zpevnění nesoudržného zvodnělého materiálu. Volnéprostory v závalu predikované multielektrickým profilováním měly být dále lokalizoványprůzkumnými vrty a následně vyplněny betonem přes velkoprůměrové vrty.Obr.1 Schéma těsnící jímky (pozice těsnících vrtů 1-246, černě, modře), ústí kaverny uvnitřzeleně,( průzkumné vrty P1 – P2, karmínová)Pro utěsnění jímky zvolen stabilizační a těsnící materiál rychle reagující po kontaktus vodou, dvousložkový (2C PUR) injektážní materiál s regulovatelnou reakcí na bázi PURpryskyřic, WEBAC PUR Stop. Produkt je určen pro rychlé utěsnění přítoků podzemní tlakové vodyz trhlin a poruch do stavebních jam nebo podzemního díla a současně působí jako stabilizátornesoudržných materiálů ve vlhkém a mokrém prostředí. Po kontaktu s vodou reaguje vznikempolotuhé, dlouhodobě stabilní pěny. Rychlost reakce je řízena urychlovačem a teplotou prostředí.Technologie a průběh pracíTěsnící injektážní vrty ve všech řadách (vždy jedné strany jímky) najednou byly provedenyjako první. Pak byly vrtány průzkumné vrty do míst vymezených geomagnetickým průzkumemz vrtů na povrchu. Injektážní vrty byly ihned osazovány manžetovými trubkami (PVC φ 38/28 mm)s etážemi po 330 mm, které byly těsněny ve vrtu. Tlaková injektáž se pak prováděla pomocívzduchového čerpadla Webac IP 2 K 320 s max.výstupním tlakem 230 bar dvojitým obturátorem

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 67vzestupně. Současně se prováděly průzkumné vrty do předpokládaných volných prostor a vrty probetonáž.Obr.2 Návrh sanace - řez (zakreslen průběh poruchy a výškové poměry s polohami vrtů)Obr.3 Multielektrické profilování v místem havárie (zakresleny hodnoty odporu)Těsnící injektáž probíhala nepřetržitě až do zainjektování veškerých provedených vrtů.Injektovalo se vzestupně, účinnost byla prokazována průnikem média do sousedních vrtů avýstupem zreagované pěny na povrch. Současně byl zjišťován pokles přítoku vody závalem dotunelu. Přítoky a situace závalu v podzemí byly z místa injektáže monitorovány v tunelu osazenoukamerou. Přítok vody do tunelu se během těsnící injektáže postupně snižoval až na dlouhodobé cca2 l/sec. Spotřeba injektážního materiálu dosáhla průměrně 100 kg/vrt.Při injektáži bylo postupně testováno potřebné množství akcelerátoru v souvislosti s teplotouprostředí a rychlostí pěnivé reakce. Silně exotermní reakce složek při vzniku pěny za poměrněvysokých teplot 150-180°C výrazně snižoval pevnost a stabilitu plastových manžetových trubek.Jako vhodnější se proto jeví použití po etážích perforovaných samozávrtných ocelových trubeks potřebnou mechanickou pevností a odolností. Tyto trubky navíc slučují více pracovních operacído jediné (závrt perforovaných připravených ihned k injektáži oproti vrtání a osazování a těsněnímanžetových trubek ve vrtech před vlastní injektáží) a tak výrazně tím racionalizují postup.

68 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicVolné prostory v závalu potvrzené průzkumnými vrty byly přes betonovací vrty vyplněny anásledně provedena trysková injektáž, která definitivně celý prostor závalu stabilizovala.Obr.4 Provádění vrtů pro těsnění, osazené manžetové trubkyVýsledky a zhodnocení• Navržený postup – podpovrchové zajímkování sanovaného prostoru tlakovou těsnícíinjektáží vícesložkovými PUR pryskyřicemi, byl správný.• Těsnící jímka omezila přítok a proudění podzemní vody do rozvolněného materiálu asanovaného prostoru. Redukovala tak možnost rozplavování cementu ve zvodnělémprostředí a zajistila dostatečně dlouhou dobu pro reakci cementové suspenze použité protryskovou injektáž stabilizující rozvolněné a zvodnělé terasové štěrkopísky a štěrky.• Byla úspěšně ověřena možnost postupné vzestupné etážové injektáže 2C PUR pryskyřicemidvojitým obturátorem.• Bylo odhaleno riziko kombinace injektážních materiálů s exotermní reakcí s plastovýmiinjektážními manžetovými trubkami, které ztrácejí se vzrůstající teplotou pevnostnícharakteristiky.• Jako vhodnější byly pro použití PUR vícesložkových pryskyřic navrženy výrobkyneztrácející pevnost s vzrůstající teplotou, např. kovové perforované závrtné tyče navíczrychlující celkový postup prací.Literatura[1] ŠKRÁBEK, J., Závěrečná zpráva ze šetření MU, závalu na čelbě zálivu raženého podzemníhodíla na stavbě č. 0079 Špejchar – Pelc – Tyrolka – ražené tunely, Praha, Metrostav, a.s., Praha,listopad 2008[2] Návrh technologie sanace, Zakládaní staveb, a.s., Praha[3] Technické listy WEBAC Chemie GmbH, Barsbuettel bei Hamburg, SRN

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 69HAVÁRIE VODOVODNÍHO PŘIVADĚČE BĚLEČCOLLAPSE OF WATER ADIT BĚLEČJosef Aldorf, Lukáš Ďuriš 1Abstract: The contribution describes accident occurrence on water adit Belec, its reasonsin relation to the engineering-geological conditions; driving and supporting technology.V září 2005 došlo k havárii ve vodovodní štole brněnského vodovodu v úseku Švařec – BělečI, jejímž prvotním vnějším příznakem byl průval vody podél ostění u portálu Běleč I, spojenýs vyvržením značného množství rozvolněné horniny s vodou. Průvalový kanál se vytvořil zabetonovou obezdívkou ocelového pancíře v levé části štoly (z pohledu proti staničení) a samotnýprůval vedl k prudkému poklesu tlaku ve štole a úniku vody ze štoly (uvádí se cca 400 l/sec). Povypuštění vody a zpřístupnění štoly bylo zjištěno, že v úseku za ocelovým pancířem (cca 60 m odportálu) dlouhém cca 20 m, došlo k výrazným poruchám betonového ostění štoly, vytvořeníotevřených tahových podélných trhlin v ostění na obou bocích štoly (rozevření místy až cca 6 cm,průměrně cca 3-4 cm)- viz obr.č.1, přecházejících na konci porušeného úseku do stropní části díla,kde se změnil charakter trhlin v ostění na smykové porušení spojené s drcením a smykovýmposunem na trhlinách.Obr.1Otázkou příčin havárie štoly se postupně zabývaly průzkumné práce, jejichž cílem bylopředevším podrobné zmapování rozsahu porušení, provedení georadarového měření ve štole proověření pozice a rozsahu oslabených míst a kaveren za ostěním, provedení inženýrsko-geologickéhoprůzkumu a geofyzikálního měření v oblasti svahu u portálu Běleč I, provedení průzkumných vrtůve štole a ověření pevnosti betonu ostění.1. Stručná charakteristika dílaVodovodní přivaděč byl realizován podle projektové dokumentace (Aquatis a.s. 1992)v období 1992-1998 v horninovém masivu tvořeném metamorfovanými horninami (ortorulaprof. Ing. Josef Aldorf, DrSc., Ing. Lukáš Ďuriš, Vysoká škola báňská-Technická univerzita Ostrava, Fakulta stavební,L. Podéště 1875, 708 00 Ostrava-Poruba, tel.: 597 321 944, josef.aldorf@vsb.cz, lukas.duris@vsb.cz

70 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicbítešské skupiny) s řadou tektonických struktur lokalizovaných podél trasy štoly. PortálBěleč I je umístěn ve svahu bočního údolí povodí řeky Svratky. Terén nad portálem prudce stoupásuťovým kuželem v úpatí svahu a přechází do oblasti skalních výchozů s bloky skal porušenýchotevřenými trhlinamiŠtola v příportálovém úseku byla prováděna klasickou hornickou technologií ražení v profilu00-0-07, v převážné míře byla vyztužena ocelovými oblouky z tvarových tyčí s horninovouzákladkou. V úseku havárie (ve vzdálenosti 63-80 m od portálu) byla štola provedena bez výztuže,protože tuto technologii umožnily dobré stabilitní poměry v horninovém masivu. Rozhodující částštoly byla vyražena razícím strojem (TBM) s občasným použitím dočasné výztuže.Do takto provedené štoly bylo pomocí posuvného bednění provedeno betonové ostění (betonB20 – HV12) s vnitřním světlým průměrem cca 2100 mm. Toto ostění bylo vesměs armováno jakvnitřní, tak vnější armaturou z KARI sítí. Součástí projektu je i statický výpočet prokazujícíspolehlivost konstrukce proti vnitřnímu přetlaku vody, který činí 30-45 m v.s. (300-450 kPa).Součástí betonáže ostění bylo podle projektu i provedení výplňové a kontaktně těsnícíinjektáže základkového polštáře a kontaktu vč. blízkého horninového okolí štoly, jílocementovouinjektážní směsí. Výplňová injektáž volných nedobetonovaných prostor v klenbě štoly byla rovněžsoučástí provedení ostění.. Porušený úsek ostění byl prakticky posledním betonovaným úsekempřed ocelovým pancířem, který byl instalován již ve vyztuženém díle s ručně provedenouzákladkou.Projekt rovněž předepisoval realizaci těsnícího injektážního vějíře (délka inj. vrtů 4 m) nakonci betonované části štoly, který měl zamezit podélnému proudění vody v horninovém prostředíkolem ostění štoly. Významným přírodním faktorem je puklinové zvodnění horninového prostředí,které bylo při vlastní ražbě eliminováno drenážním účinkem štoly. Po provedení ostění se vodnípoměry v masivu velmi pravděpodobně obnovily do původní úrovně, která podle průzkumnýchprací mohla činit až 60-80 m nad úrovní štoly. Vnější tlak vody mohl tedy v řadě úseků štolynabývat větších hodnot než tlak vnitřní (max. 45 m v.s.). Při nedokonalém utěsnění horninovéhookolí štoly mohlo dosti intenzivně pokračovat drenování horninového masivu směrem k portálu apostupně vytvářet a uvolňovat proudové cesty za ostěním, vč. vyplavování horninového ainjektážního materiálu.Štola přivaděče byla podle informací provozovatele v plném provozu cca 6-7 roků, bezkontroly stavu ostění. Možný výskyt zvýšených hydrodynamických tlaků vzniklých v průběhuuzavírání štoly byl provozovatelem i expertem vyloučen.V průběhu průzkumu byla zjištěna systematická ovalita vnitřního otvoru, kdy vodorovnýprůměr štoly je systematicky o cca 20-80 mm větší než svislý rozměr štoly. Tuto skutečnost lzepřipsat nedokonalé tuhosti bednění při betonáži, nikoliv působení horninového tlaku na ostění, kteréby při těchto velikostech rozdílu posunů bylo již porušováno bez působení vnitřního přetlaku.2. Stav ostění a kontaktu „ostění - hornin“ v místě havárieDne 19. 10. 2005 byla za účasti projektanta a provozovatele přivaděče provedena jednání aprohlídka místa havárie, při které byly získány tyto poznatky a informace:→ stav porušení ostění byl dokumentován firmou Geodrill Brno. Je zřejmé, že v porušeném úsekuštoly došlo k dvěma typům porušení ostění:- v úseku bezprostředně navazujícím na ocelový pancíř došlo k tahovému porušení arozevření šikmé spáry v celé šířce tloušťky ostění. Rozevření rovinné spáry činí min. cca 20-30 mm, ocelová armatura je přetržena. Délka tohoto úseku je cca 7-8 m;- v dalším úseku štoly přechází tahové porušení do typického tlakově smykového porušeníostění, přičemž linie porušování se přesunuje do stropní části ostění a vytváří uzavřenouoblast jazykovitého tvaru ve stropě. Pukliny v ostění jsou sevřené, vůči sobě smykověposunuté.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 71→ počva štoly je v prvním úseku porušení prosedlá a v délce cca 8 m se vytváří akumulace vody ohloubce cca 5 cm. Bezprostředně za pancířem jsou ve stropě ostění patrné vlasové trhliny, vevzdálenosti cca 2,5 m od pancíře jsou pozorovatelné smykové trhliny v bocích díla, přecházejícíaž do dna štoly.Přesné zaměření výšek dna a stropu ukázalo, že v úseku za pancířem skutečně došlo k poklesu(sednutí) dna až o cca 100 mm, v zadním úseku porušeného ostění ke zvedání dna i stropu o cca7-10 mm . Tubus ostění byl tedy deformován složitým prostorovým ohybem, jehož příčinou bylpokles spodní střední části ostění vyvolaný tlakem vody vniknuvší do otevřených šikmýchtrhlin, který tuto část ostění „vtlačil“ do deformačně měkkého podloží a boků.Lze soudit, že tento proces zatlačení spodní části ostění po otevření trhlin v bocích byl prvotnípříčinou vzniku celkového porušení ostění a přenesl se, díky podélné tuhosti ostění, do přední izadní části tubusu, kde způsobil vznik smykových a tahových trhlin.→ na stěnách ostění jsou výrazně vizuálně patrné šikmé pracovní spáry vzniklé při přerušeníbetonáže ostění. Tahové otevřené trhliny v prvním úseku porušení sledují a probíhají v tétospáře, což signalizuje, že mechanické vlastnosti betonu v pracovní spáře byly výraznědegradovány již od samého počátku provozu přivaděče. Stejně tak lze dedukovat, že filtračnívlastnosti betonu v pracovní spáře byly výrazně odlišné od ostatního betonu ostění a umožnilyvznik proudění vody přes ostění, které postupně narůstalo během provozu a způsobovalo postupdegradace pevnosti a těsnosti betonu ve spáře a jejím blízkém okolí.Z provedených průzkumů bylo možno dále dedukovat:→ vrtný průzkum (Geotest 11/2005) prakticky potvrdil zjištění georadarového měření ve štole(Geodrill 10/2005) o přítomnosti kaveren a oslabených míst za ostěním štoly. Zjistil rovněž, žehorninový masiv je v bezprostředním okolí vesměs silně narušen (RQD cca20 %) trhlinami, které musely vzniknout druhotně, protože primární narušení v tomto rozsahuby neumožňovalo realizovat štolu bez dočasné výztuže (nevyztužený výrub). Lokalizaceoslabených míst a dutin podle vrtného průzkumu je směrována především do levé části ostění(pohled proti staničení) a počvy, což odpovídá realitě průběhu průvalu. Velikost dutin svědčí odlouhodobém a intenzivním působení proudící vody za ostěním, což indukuje předpoklad, že sena tomto procesu musela výrazně podílet puklinová voda z horninového masivu, drenážovanápropustným okolím štoly. Oslabení horninového okolí štoly a vytvoření lokálních dutin přispěloke snížení tuhosti na kontaktu mezi ostěním a horninou a umožnilo vznik deformací narušenéhoostění po vniku tlakové vody do prouděním oslabených pracovních spár.Ke zvýšení silových a sufozních účinků vnějších tlakových vod výrazně přispělo tektonicképorušení a bloková struktura portálového svahu.3. Modelové ověření příčin a průběhu haváriePro ověření a orientační verifikaci příčin a průběhu porušení ostění byl realizován výpočtovýmodel štoly, orientovaný přibližně v místě měřícího profilu č. 7. Matematický model byl vytvořens využitím projektové dokumentace Aquatis . Řešení bylo prováděno v pružno-plastickém režimuvýpočtu, mechanické parametry hornin a materiálu ostění byly uvažovány podle doporučenízpracovatelů IGP (prof. Šamalíková) a ČSN 73 1001 pro beton ostění. V počevní oblasti a nabocích štoly bylo uvažováno s vlivem změkčení v důsledku tvorby oslabených oblastí a kaveren.Tlak vody ve štole byl uvažován ve výši 450 kPa (45 m v.s.).Vlastní řešení probíhalo v celkem 5 výpočtových fázích, které simulovaly postup a průběhporušování ostění. V počevní oblasti a na bocích štoly bylo uvažováno s vlivem změkčenív důsledku tvorby oslabených oblastí a kaveren. Tlak vody ve štole byl uvažován ve výši 450 kPa(45 m v.s.).Pracovní spáry (trhliny) v ostění byly situovány dle geodetického zaměření v profilu č. 7.

72 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicVlastní řešení probíhalo v celkem 5 výpočtových fázích, které simulovaly postup a průběhporušování ostění. Výsledky řešení prokázaly:→ FÁZE 1 – stav díla po vyraženíVýsledky řešení ukazují, že vyražené dílo je autostabilní bez nutnosti aplikovat výztuž, cožodpovídá realitě. Deformace výlomu jsou v řádu milimetrů, čerpání pevnosti je vesměs nižší než40-50 % a je koncentrováno do rohů díla v oblasti počvy.→ FÁZE 2 – stav díla po provedení ostěníCharakter napjatosti v horninovém okolí díla se prakticky nezměnil ve srovnání s fází 1,stabilitní poměry v horninovém masivu se výrazně zlepšily (snížení max. napětí na cca50 % původního stavu bez ostění).→ FÁZE 3 – stav díla po uvedení do provozu (napuštění tlak. vodou)Napjatost v horninovém masivu je koncentrována do rohů štoly, kde střední normálové napětídosahuje velikosti cca 4 MPa, což je hluboko pod mezí pevnosti horninového masivu.Napjatost v betonovém ostění dosahuje max. velikosti:- tah: σ max = 265 kPa- tlak: σ max = -411 kPaTyto hodnoty dokladují, že ostění je navrženo s dostatečnou spolehlivostí (součinitelbezpečnosti proti porušení tahem je vyšší než 3 bez započítání vlivu armatury) a při absencivnitřních poruch (pracovní spára se sníženou pevností) v ostění, by spolehlivě plnilo svoufunkci.Objevují se deformačně oslabené oblasti v počvě díla. Tento stav nastává po vzniku dutin akaveren v podloží a bocích díla, kdy zatím nejsou porušeny pracovní spáry.Je zřejmé, že tato fáze oslabení okolí díla vytváří nepříznivý stabilitní stav ostění ve spodní částiprofilu, kde dochází k lokálnímu poklesu (sedání) ve velikosti cca 13 mm, podstatně vyšší jekoncentrace tahových napětí a ke zvýšenému čerpání pevnosti dochází v okolí otvoru (až naúroveň cca 90 % tahové pevnosti betonu) u dna profilu.V oblasti pracovních spár se zvyšuje tahové namáhání betonu a na vnějším konci spár vznikajízárodky porušování tahem .Prosakování vody v ostění je orientováno do okolí pracovních spár. V levé pracovní spáředosahuje na jejím vnějším konci tahové napětí velikosti až cca 700 kPa a blíží se hranicivýpočtové pevnosti betonu B20 v tahu.→ FÁZE 4 – stav po vzniku porušení v pracovních spáráchPokračující degradace přetvárných vlastností na kontaktu ostění a hornin. masivu vede kezvětšování sedání spodní části ostění a postupnému porušení pracovních spár, do kterých vnikátlaková voda. To vede ke zvětšení sedání spodní části ostění až na úroveň cca 30-35 mm aprakticky o stejnou velikost se spáry rozevírají a přivádí tlakovou vodu do prostoru za ostění.Nastává rozhodující fáze průvalu podél ostění.→ FÁZE 5 – stav po sanaci spár a okolí štolyPo provedení 1. fáze sanace spočívající ve vyplnění prostor za ostěním a obnovení pevnostipracovních spár dochází po obnovení tlaku vody ve štole k obnovení pevnostních a přetvárnýchvlastností ostění a kontaktu, což vede ke snížení čerpání pevnosti v ostění, stabilizaci přetvářeníi ke snížení tahových napětí v ostěníSimulace průběhu porušování ostění realizovaná na modelu vcelku výstižně potvrzuje uvedenépředpoklady a popis vývoje havárie.Literatura:[1] ALDORF, J. Příčiny havárie vodovodního přivaděče Švařec-Běleč. Znalecký posudek 12/2005

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 73COOPERATING RINGS THEORY AT SETTING UP ADEFORMATION CHARACTERISTIC OF A TUNNELPRIMARY LINING BUILT FROM SHOTCRETE ANDSECTION BARSKarel VOJTASÍK, Josef ALDORF, Eva HRUBEŠOVÁ, Jana STAŇKOVÁ,Lukáš ĎURIŠThe paper refers the method setting up the stiffness of a shotcrete tunnel lining withsection bars. This method is drawn from the analysis of the rings cooperation. Suggestedmethod employs the analytical functions of complex variables to conceive the ringdeformations that observe a condition to be continuous on rings contours. This approachcan be an option to common practice of composite steel and concrete structure designsbetter matching the shotcrete lining structure taking into account its inherent traits.IntroductionThe shotcrete propped with steel elements constitutes a primary tunnel lining in most tunnels.The section of this lining seems to be such the composite steel and concrete section in buildingstructures and a lining design is done on building structures experience. In fact the both types ofsection differ in many respects. The most apparent contrariety consists in art the both types ofsection get in structure operation. At building structure the composite steel and concrete section isfabricated at first and then set into operation. The tunnel lining section is built up in steps (Fig.1)and from start step it’s in operation state. Lining parameters change in accordance with a liningbuilding step. The final shape of a primary tunnel lining isn’t known at many cases before and isdrawn on ground site circumstances.Fig. 1 Building steps of a primary shotcrete tunnel lining with section barsConcept of steel concrete designThe composit steel and concrete design transforms the concrete part of section on the steelequivalent reducing proportions of the concrete part of section so the true section is featured withsteel material and transformed section shape. Any change in the concrete part of a section invokesnew section shape. This concept may suit well when the materials are combined along with high ofVŠB-Technical University of Ostrava, Faculty of Civil Engineering, Dep. of Geotechnics and Underground EngineeringLudvíka Podéště 1875/17, 708 33 Ostrava PorubaCzech Republic

74 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicsection. The concrete part of section is substituted with additive rectangular steel section adjoined toexisting steel one. In that case the section retains either its latitude or high proportion. Whenmaterials are also combined in section latitude direction as the case of all tunnel linings thesubstituted section merges in existing steel one. This mode doesn’t provide well for reverseestimation of stress state in the concrete parts of true section.Concept of rings cooperationThe analysis of section homogenization is derived from analytical formulas estimating strainstressin multiply cylinder wall (Bulytschev 1982). The load (normal, shear) put on the outer wallperiphery is redistributed in decrement way on single rings that assemble the wall structure section.On the inner wall periphery the load equates to known value e.g. zero as the case of tunnel lining(Fig.2). The stress in each partial ring layer is established on sustaining the radial andcircumferential displacements at interface between the adjoining ring layers. For each ring theredistribution coefficients are assigned. They depend on ring layer thickness and its deformationparameters.Fig. 2 Scheme of load redistribution on single rings of multiply cylinder wall structuresection.The load formulae on the outer ring periphery arep = pn = p0+ p2cos 2θ ; q = qn= q2sin 2θp 0 – radial symmetrical part of external load; p 2 – radial asymmetrical part of external load; q 2– shear part of external loadThe stresses on an interface of adjoining rings p k , q k are assignedpk=p ( k ) + p0⎛ p⎜⎝ q22( k)( k)2⎞ ⎡⎟ = ⎢⎠ ⎢⎣( k )cos 2θ;⎛p ⎜0 ( k ) =⎜⎝n∏i=k+1n∏i=k+1⎛ K⎜⎝KKppqp0qk() i= q⎞⎟ p⎟⎠02( k )sin 2θ() i K pq () i ⎞⎤⎛p2() () ⎟ ⎞⎟⎥⎜i Kqq i ⎥⎝q2⎠⎠⎦The coefficients K 0(i) , K pp(i) , K pq(i) , K qp(i) , K qq(i) , i=1,...,n represent load redistribution at ring i.On the first ring (i=1) they equal zero.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 75For the each interface a radial displacement is assigned (u 0 (k) )u0( k )=ck4Gk=d′c21=kRk⎜⎛ p ( k) d′0 1− p0( k − 1)d2′ ⎟⎞⎛c2k1⎞ ⎝⎠⎜ − ⎟⎝ ⎠Rk; κk= 3 − 4μk− 1Rk( κ − 1) + 2 ; d′= κ + 1k2k() 1On the formulae listed above the rings cooperation concept of a section homogenization isworked out.The section homogenization analysis consists of two steps. First the true section is dissected onstripes (Fig.3) so each stripe casts one ring. It can be either homogeneous or heterogeneous.Fig. 3 Dissection of primary shotcrete tunnel lining section on either homogeneous orheterogeneous stripes.These rings respect the true proportions and the homogeneous one as well the material deformationproperties (stress modulus E).The material deformation properties of the heterogeneous ring (G i shear modulus) rely on thoseof true section materials (E a - stress modulus of rigid material - steel, E b - stress modulus of softmaterial - shotcrete) and theirs partition in the stripe (dimensions a, b). The Poisson’s ratio is thesame in both materials (μ=0.2). In accordance to sustain the uniform radial displacement for bothstripe materials on rings interface the normal stresses (p a , p b ) for each material are assigned.* ⎛ h ⎞pa= pi⎜1+ ρ ⎟ ;⎝ a ⎠* ⎛ h ⎞pb= pi⎜1− ρ ⎟ , h = a + b;⎝ b ⎠Gχb=Gba;EbGb=2;G=⎛ρ = A ⎜ρ 1 − K⎜⎝E*( G )aa b( 1 + μ) 2( 1 + μ) a;0μ = μ = μ′d ⎞2 ⎟ ;′d⎟1 ⎠Aρa 1 − χb=h aχb+bThe normal stresses (p a , p b ) differ each other because of theirs different shear modulus (G a ,G b ). There out the weighted average of the normal stress (p i ) considering a and b values is assignedfor a ring. The coefficient K 0 (G*) represents load redistribution at heterogeneous ring i forhomogenized shear modulus (G * ). Following formulae designate the redistribution coefficients (X a ,X b ) that are employed to set back the normal stress for materials of heterogeneous ring from valueof normal stress that is calculated for homogenized ring.

76 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicXah= 1 + ρ ;aXbh= 1 − ρbKnowing the average normal stress (p i ) and the radial ring deformation (u i ) then thehomogenized shear modulus (G * ) can be drawn out regarding the assumption.ua(GG*a*( G ) = 2u ( G )) + ubbGa⋅ a + G=a + bFollowing analysis step merges single homogenized rings (G i ) into one homogeneous wallsection (G *C ). The merging of rings starts off with the first two internal rings (G 1, G 2 ) making onefrom them (G *C 1). The homogenization of two adjoined rings is conditioned again with radialdisplacement on the outer ring periphery (u 0 ).*Cu0( R0, R2,G)1 =u0bi⋅ b( R , R ,G ,G )When formulae (1) for the radial displacement on the outer ring periphery (u Θ ).is implementedin condition above then the formula for (G *C ) can be extracted.1212c =R2R1;*c=R2R0;* =⎛*2 ⎞⎜c−1⎟⎛d/K ( G ,G2) d⎞⎜ 1−′0 1 2 ⎟⎝ ⎠⎝⎠d c2′′ = 2 −4μ+ 2 ; d′= 4 −4μ; d = c*2 −4μ+G c1*′d G⎛c21 21⎞⎜ − ⎟⎝ ⎠( ) ( ) 22*1Then the merging of rings advances in repetitious way joining up last homogenised one (G i *C )with the next single ring (G i+1 ) till the last sigle ring is merged and the final (G *C ) attained.ConclusionIn both approaches a true section is substituted with fictitious one. The concept of ringscooperation gives an advantage over the steel concrete design in respect with to state the truesection dimension which goes well to static analysis of tunnel lining sustaining structuredimensions. The redistribution coefficients provide for reverse estimation of stress state in the allsection materials. It facilitates to work out a time dependency of a deformation propertiesdevelopment during a shotcrete setting as a tunnel lining is built up in steps. Proposed method canbe fair enough when section materials act as elastic and there is continuous displacement onsuperficies of section parts.AcknowledgementsThis paper is part of a research program provided by Czech Grant Agency under No. GACR103/09/1438 “An investigation of the deformation and strength properties of a shotcrete shellreinforced with stiff steel truss sections“. The authors greatly appreciated this support.Literature[1] Bulytchev, N. C. Mechanika podzemnych sooruženij. Moskva : NEDRA, 1982. 270 p.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 77NUMERICAL MODELLING OF SEGMENTAL LININGUSING FEMJan PruškaOne of the main aspects of a tunnel design applies to the control the behaviour of thelining and the stress in the vicinity rock, which can involve the ageing of undergroundstructure. Several approaches have been presented by different authors in the scientificliterature with a purpose toward estimating maximum tunnel durability and thesurrounding mass extension affected by deformation phenomena. The behaviour of theunderground structures can be estimated by using empirical or semiempirical methodsand analytical methods or numerical methods. The Zurabov – Bugaeva analytical methodis one of the general used for simple obtaining the internal forces in the lining. In the caseof the numerical modelling using FEM we have to appropriately describe the behaviour ofthe segments in the tunnel lining. Thus the main focus is concern on the acting range ofthe subgrade reaction in the contact between lining and the surrounding rock mass, theeffects of joints between the segmental linings, lining parameters and the earth pressurecoefficient at rest. At the end the results of the segmental lining modeling is shown.Principles of tunnel segment lining analysisThe Zurabov - Bugaeva analytical methodWhen we compute the member forces in the lining using Zurabov Bugaeva method [1], wemust determine the acting range, the magnitude and the direction of the subgrade reaction. Thesubgrade reaction is divided into the reaction independent of the displacement of ground such andthe reaction dependent on the displacement of ground. It is assumed that the latter subgrade reactionis proportional to the displacement of ground and its factor of proportionality is defined as thecoefficient of subgrade reaction. The value of this factor depends on the ground stiffness and theradius of lining. The bedded rigid frame model evaluates the subgrade reaction as the spring force.FEM analysisIn the following part we described the factors that would induce stresses in the lining andcausing the failure of segmental tunnel lining in the respect of FEM modelling.One of the main influencing factors affecting the stresses induced in the lining is the effect of jointsbetween the segmental linings. Muir Wood [2] proposed that for a segmental tunnel ring with anumber of equal segments n, the effective moment of inertia Ie can be expressed as:2⎛4⎞Ie= Ij+ ⎜ ⎟ I Ie≤ I, n〉4⎝n⎠( 1 )Where: Ie is the effective value of I,Ij is the effective value of I at the joint,I is the moment of inertia of the lining,n is the number of segments,Ij

78 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicFor four or fewer lining segments, Muir Wood suggested that the existence of joints wouldnot affect the rigidity of the lining. But for a lining of several segments the stiffness at the joint maybe appreciably less than that of the lining thus reducing the bending moment in the lining.The second studied influence was acting of soil and lining parameters on the stresses inducedin the segmental tunnel lining. The parameters studied were coefficient of earth pressure at rest (Ko)and Young’s Modulus of soil (Es). In the study on the effect of Young’s modulus of soil andcoefficient of earth pressure at rest we described the moment in terms of moment coefficient α:where: M is the bending moment,γ is the unit weight of soil,H is the depth of tunnel,R is the mean radius of the lining.The earth pressure coefficient at rest is one critical factor in setting the stress level in the lining.Generally, the larger the Ko values, the higher the stresses induced in the lining, except for the caseof Ko = 1.0 where the moment induced in the lining is approximately zero. This is due to the largerdifferences between vertical and horizontal loadings on the linings.Figure 1 shows the influence of Es on the moment coefficient. As Es increases, the moment inthe lining decreases. This is because when the soil is stiffer, the lining in contrast is relatively moreflexible, thus inducing lesser stresses in the lining. The influence of Es on the moment in the liningfor the 8-joint tunnel is almost negligible. This may be due to its relatively high flexibility, owningto the large number of joints.( 2 )Fig. 1 The influence of Es on the moment coefficientModelling of the Prague metro Line IIIC, stationing km 18,725The line IIIC is characterised by the construction of two adjacent tunnel tubes (depths varyingbetween 4 and 19 m). The segmental lining consists of lining rings assembled from precast concretesegments with an outer diameter of 5500 mm a thickness of 200 mm and a length of 1400 mm (seeFig. 2). The clearance between the exterior of the lining and the excavation wall was filled by groutinjections pushed through the constructional gap. Our modelling cross section lies between stationsHolešovice and Vltavská (stationing km 18.725), roughly 200 m from the station Holešovice, line 2,direction from Holešovice to Vltavská – see Figure 3.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 79Fig. 2 Longitudinal section of the tube with sectioning for numerical modellingModelling using PLAXIS softwareFig. 3 Cross section of segmental lining at line IIICNumerical modelling using PLAXIS 2D was made for the following cases:A) rigid lining without 3D influence (all in once installation), interface between segment tunnellining and rock is 0,66 – this cases is in accordance with modelling using Zurabov – Bugaevamethod,B) rigid lining with 3D influence (all in once installation), interface between segment tunnellining and rock is rigid, 3D influence is modelled using so-called β method (the steps of the loading30/70),C) coupled ring (the couplings is simulated using beam elements and interface with shear andnormal stiffness of the coupling) without 3D influence (all in once installation), interface betweensegment tunnel lining and rock is 0,66D) coupled ring (the couplings is simulated using beam elements and interface with shear andnormal stiffness of the coupling), 3D influence is modelled using so-called β method (the steps ofthe loading 30/70), interface between segment tunnel lining and rock is rigid.The material of the tunnel lining segment was modelled using material parameters of the concreteB40 (35 000 MPa), the armature (steel 10425, E = 210 000 MPa) was to the calculationimplemented using stiffness ratio E 0 /E b = 6 x area. The detailed FEM mesh in the vicinity of thetunnels is shown on the figure 3 (for the meshing was used triangular element with 16 nodes). In thetable 1 is compared bending moment at the five sections on the lining. From the table we can seegood agreement in accordance with modelling using Zurabov – Bugaeva modeling. The comparisonof the results from PLAXIS modelling is in the table 2. On the fig. 4 there are some graphicalresults from numerical modelling.

80 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicTable 1 Comparison of the bending momentsSectionBending moment [kNm/m] Bending moment [kNm/m]Zurabov Bugaeva Case A – Plaxis1 21,41 20,172 0,48 0,223 -23,52 -20,184 2,91 2,035 17,96 16,31Table 2: ResultsCASE A CASE B CASE C CASE DExtreme vertical displacement [m] -1,31 *10 -3 -2,19 *10 -3 -1,71 *10 -3 -2,23 *10 -3Extreme effective mean stress [kN/m 2 ] -463,66 -502,29 -475,55 -504,98Extreme bending moment [kNm/m] -20,18 -13,53 12,75 7,76Extreme shear force [kN/m] -22,83 -15,52 -18,72 -12,40Extreme axial force [kN/m] -881,72 -629,51 -868,19 -620,85Fig. 4 Vertical displacement – case BAcknowledgementThe author would like to thank to Ministry of Education of the Czech Republic for researchproject VZ 03 CEZ MSM 6840770003 „Developments of the Algorithms of ComputationalSimulations and their Application in Engineering” for assistance with a research.Literature[1] ZURABOV, G.T., BUGAEVA O. E, Water Tunnels in Hydroelectric Stations [in Russian],Gosenorgoizdat, Moscow (1962).[2] MUIR WOOD, A. M., The circular tunnel in elastic ground. Geotechnique, 1, 1975,[3] VANÍČEK, I.: Stárnutí podzemních konstrukcí – metro Praha, ČVUT v Praze, Fakultastavební, Praha, 2008

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 81PROBLÉMY RIEŠENIA INTERAKCIE TUNELOVÉHOOSTENIA S HORNINOVÝM MASÍVOMSOLUTION PROBLEMS OF INTERACTION BETWEENTHE TUNNEL LINING AND ROCK ENVIRONMENTÚvodVladimír Bartoš * , Ľuboš Hruštinec **For the analysis of deformations around the NATM tunnel was used 2D numericalmodeling. We analyzed the impact overrun rate of deformation prior to integration ofprimary lining to the overall deformation.Pre spoľahlivý návrh objektu tunela je nevyhnutné vystihnúť jeho interakciu s okolitýmprírodným horninovým prostredím vo všetkých etapách jeho výstavby a prevádzky. Náročnosťúlohy zvyšuje najmä veľká nehomogenita prírodného horninového prostredia, s ktorou sa spravidlastretávame pri návrhu líniových stavebných objektov, ku ktorým patria aj tunely. Na presnosťdosiahnutých výsledkov v rozhodujúcej miere vplýva reprezentatívnosť určenia materiálovýchcharakteristík horninového prostredia. Použitie moderných výpočtových metód a prostriedkov námumožňuje reálnejšie zohľadnenie skutočných podmienok interakcie stavebnej konštrukciea dotknutého prírodného horninového prostredia. Medzi takéto metódy môžeme zaradiť ajnumerickú metódu konečných prvkov (MKP), ktorej matematický aparát nám umožňuje zohľadniťa definovať aj veľmi zložité okrajové podmienky (materiálové, geometrické, statické a pod.)riešeného problému. Pre vystihnutie reálneho správania sa podložia ovplyvneného podzemnoustavbou nestačí iba poznať a posúdiť výsledky získané z matematického modelovania, ale jenevyhnutné verifikovať tieto výsledky aj s meraniami “in-situ“. Takéto vzájomné porovnávanienameraných a vypočítaných (prognózovaných) hodnôt nám umožní v ďalších fázach riešeniaproblému ďalej spresňovať vstupné hodnoty a okrajové podmienky výpočtových modelov tak, abyčo najlepšie vystihovali interakciu konštrukcie tunela s okolitým horninovým prostredím.V príspevku sa podrobnejšie zaoberáme numerickou analýzou vplyvu použitého modelupodložia (lineárne pružný, plastický) na zmenu stavu napätosti a pretvorenia priečneho profilutunela razeného Novou Rakúskou Tunelovacou Metódou (NRTM).Okrajové podmienky riešeného problémuVstupné údaje pre definovanie geometrických a materiálových okrajových podmienokvýpočtového modelu sme prevzali z archívnych materiálov [1] a [2]. Pre numerickú analýzu smevybrali reprezentatívny priečny rez tunelovej rúry cestného dvojprúdového tunela (Obr.1)osadeného do homogénneho horninového prostredia s výškou nadložia 50m. Na modelovaniehorninového prostredia sme použili dva materiálové modely, a to lineárne pružný (Hookov)a plastický (Mohr-Coulombov) model. Primárne ostenie zo striekaného betónu sme modelovali akolineárne pružný materiál, ktorý je v dokonalom kontakte s okolitým horninovým prostredím.Charakteristiky horninového prostredia a betónového ostenia sú uvedené v Tab. 1 a 2. Na analýzusme využili geotechnický softvér PLAXIS (v. 8.5), ktorý využíva matematický aparát MKP.Z hľadiska technológie výstavby sme pri modeli podložia z navetraných dolomitickýchvápencov uvažovali s výrubom na plný profil a následným zabudovaním primárneho osteniav takom časovom odstupe, kedy už prebehli takmer všetky deformácie vyvolané výrubom. Pri*Vladimír Bartoš, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta, STU v Bratislave, vladimir.bartos@stuba.sk** Ľuboš Hruštinec, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta, STU v Bratislave, hrustin@svf.stuba.sk

82 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republicpodloží tvorenom navetranými až zvetranými ílovcami sme uvažovali výrub na plný profil ako ajčlenený výrub. Pri členenom výrube sme uvažovali rôznu mieru prebehnutia deformácií predzabudovaním primárneho ostenia ( Σ Mstage = 0 ÷ 1). Jednotlivé fázy výpočtu s členeným výrubomsú na Obr. 2.415,77 5,183R5,7R7,5R1,6210,95R10,86311,72Obr. 1 Reprezentatívny priečny rez tunela použitý pre definovanie geometrickýchokrajových podmienok výpočtového modelu a poloha reprezentatívnych bodov (č.1 až 4)Tab. 1 Materiálové charakteristiky horninového prostrediaρdE defν ϕ efHornina−3⎡kN ⋅m⎤⎣ ⎦ [ MPa ] [ − ] [] ° [ kPa ] [ MPa]c efσcK 0ν=1 −νÍlovce (zvetrané) 23,4 30,0 0,30 30,0 25,0 15,0 0,429Vápence (navetrané) 27,6 1150,0 0,22 41,0 750,0 60,0 0,282Tab.2 Materiálové a prierezové charakteristiky betónového osteniaTrieda E ν d EA EIw1betónu [ GPa ] [ − ] [ m]⎡⎣kN ⋅m −22⎤⎦⎡⎣kN ⋅m⎤ ⎡⎦ ⎣kN ⋅m − ⎤⎦C20/25 30,0 0,15 0,25 7,5 · 10 6 39,0625 · 10 3 6,01.fáza 2.fáza 3.fáza 4.fáza 5.fáza 6.fáza 7.fáza 8.fáza 9.fázaObr.2 Fázy výpočtu pri členenom výrube1.) pôvodný stav, 2.) výrub ľavej časti, 3.) zabudovanie ostenia ľavej časti, 4.) výrub pravej časti,5.) zabudovanie ostenia pravej časti, 6.) výrub vrchnej časti, 7.) zabudovanie ostenia vrchnej časti,8.) výrub spodnej časti, 9.) zabudovanie ostenia spodnej časti a odstránenie dočasného ostenia v profileZhodnotenie dosiahnutých výsledkov numerických výpočtovZ realizovaných výpočtov vyplynulo množstvo výsledkov popisujúcich zmenu napätostnéhostavu a pretvorenia konštrukcie tunela a okolitého prostredia. V ďalšej analýze sa podrobnejšiebudeme venovať vyhodnoteniu zvislých a vodorovných deformácií v reprezentatívnych bodochpriečneho profilu tunela (Obr. 1). Vypočítané deformácie v reprezentatívnych bodoch ostenia preanalyzované materiálové modely (pružný a plastický) horninového prostredia sú uvedené v Tab. 3.Výsledné deformácie nečleneného výrubu pre podložie tvorené dolomitickými vápencami súpri použití oboch materiálových modelov podložia takmer zhodné. Z uvedeného vyplýva, že tuhosť

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 83a pevnosť horninového prostredia je taká veľká, že nedochádza vplyvom výrubu k vzniku takmeržiadnych plastických oblastí, resp. nie je prekročená šmyková pevnosť horniny. Pri analýzehorninového prostredia s relatívne veľkou tuhosťou a šmykovou pevnosťou vo vzťahu k jehozaťaženiu nie je preto potrebné používať komplikovanejšie materiálové modely, ktoré súnáročnejšie na množstvo a kvalitu vstupných údajov a využívajú komplikovanejší matematickýaparát. Pre dostatočne presné a spoľahlivé vystihnutie zmeny deformácií a napätí je lineárny modelpodložia postačujúci a z hľadiska numerickej náročnosti a stability veľmi výhodný.Tab. 3 Vypočítané konečné zvislé (u y ) a vodorovné (u x ) deformácie [mm] v reprezentatívnychbodoch ostenia č. 1 až 4 pre analyzované materiálové modely horninového prostrediaDefor- Bod Členenie MateriálovýΣMstagemácia číslo profilu model 0,001 0,15 0,3 0,45 0,6 0,72lineárne pružný -101,7 -75,5 -49,2 -22,9 3,4 24,5nieMohr-Coulomb -106,6 -79,9 -35,8 47,7 174,3 340,61lineárne pružný -85,0 -64,0 -43,0 -24,4 -5,8 7,7ánoMohr-Coulomb -90,3 -64,2 -30,9 30,1 144,3 297,7u xlineárne pružný 101,7 75,5 49,2 22,9 -3,4 -24,5nieMohr-Coulomb 106,6 79,9 35,7 -48,2 -174,1 -348,62lineárne pružný 83,8 62,7 41,6 22,9 4,2 -9,4ánoMohr-Coulomb 89,3 63,2 24,4 -46,6 -147,5 -301,0lineárne pružný 245,2 270,3 295,3 320,5 345,6 365,8nieMohr-Coulomb 263,3 285,0 313,1 351,5 407,5 467,93lineárne pružný 251,2 270,5 289,7 307,3 324,8 337,9ánoMohr-Coulomb 272,0 292,4 317,0 349,2 394,0 441,0u ylineárne pružný -97,9 -143,3 -188,8 -234,5 -280,1 -316,6nieMohr-Coulomb -115,4 -156,3 -208,9 -283,6 -411,9 -575,84lineárne pružný -109,9 -142,5 -175,0 -205,1 -235,3 -258,0ánoMohr-Coulomb -132,7 -162,7 -203,8 -267,0 -358,9 -472,7Pre komplexnejšiu analýzu sme v prípade podložia tvoreného ílovcami uvažovali s nečlenenýma členeným výrubom. Z veľkosti zmeny napätostného stavu vo vzťahu k šmykovej pevnosti ílovcovvyplynulo, že výrub na plný profil bez zabezpečenia je neuskutočniteľný. Pri použití plastickéhomodelu už pri dosiahnutí úrovne zaťaženia okolo 75% z celkového horninového tlaku nastávaporušenie horninového prostredia. Maximálna deformácia, veľkosti viac ako 670mm, nastane vovrchole klenby. Preto je potrebné pri realizácií výrubu pristúpiť k jeho členeniu. Takýto postupbude mať veľmi priaznivý vplyv na zníženie výsledných deformácií výrubu a jeho okolia.V modelových výpočtoch sme tiež uvažovali s rôznou mierou prebehnutia deformácií výrubu predzabudovaním primárneho ostenia (tzv. Σ Mstage ). V analýzach bolo uvažované celkom so šiestimihodnotami Σ Mstage , a to od minimálnej hodnoty deformácií pred zabudovaním ostenia( Σ Mstage = 0,001), t.j. pre okamžité zabudovanie ostenia, až po takmer hraničnú hodnotuvzniknutých deformácií ( Σ Mstage = 0,72 ), kedy je čiastkový výrub tesne pred porušením.Z porovnania priebehu deformácií vyplýva (Obr. 3 a 4), že pri miere prebehnutia deformáciímenšej ako 30% ( Σ Mstage < 0,3 ) je nárast deformácií lineárny. Vypočítané deformácie pri použitíoboch materiálových modelov sú približne rovnaké. Avšak po prekročení tejto miery, a hlavne odmiery väčšej ako 45%, je už nárast deformácií výrazne nelineárny a v prípade vodorovnýchdeformácií až exponenciálny. Je zrejmé, že najväčšie konečné deformácie horninového prostredianastanú pri maximálnej miere prebehnutia deformácií pred zabudovaním primárneho ostenia( Σ Mstage = 0,72 ). V skutočnosti nemôžeme zabrániť deformácií okolitého horninového prostrediaúplne, ale včasným zabudovaním výstroja môžeme tieto deformácie výrazne redukovať. Poklesvrcholu klenby môžeme znížiť až na 1/3 oproti poklesu, ktorý by nastal pri zabudovaní ostenia

84 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republictesne pred porušením horninového prostredia.400,0300,0200,0100,0u x [mm]0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7-100,0-200,0-300,0-400,0ΣMstagebod 1 MC plný bod 1 MC členený bod 1 LIN plný bod 1 LIN členenýbod 2 MC plný bod 2 MC členený bod 2 LIN plný bod 2 LIN členenýObr. 3 Konečné vodorovné deformácie pre pružný a plastický model podložia500,0400,0300,0200,0100,0u y [mm]0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7-100,0-200,0-300,0-400,0-500,0-600,0ΣMstagebod 3 MC plný bod 3 MC členený bod 3 LIN plný bod 3 LIN členenýbod 4 MC plný bod 4 MC členený bod 4 LIN plný bod 4 LIN členenýObr. 4 Konečné zvislé deformácie pre pružný a plastický model podložiaZáverPri riešení náročných problémov interakcie stavebnej konštrukcie s horninovým prostredím jevhodné využívať metódu matematického modelovania. Medzi najpoužívanejšie a najuniverzálnejšiepatrí numerická metóda konečných prvkov, ktorá nám umožňuje modelovať aj zložité geometrickéa materiálové okrajové podmienky. Na presnosť a správnosť výsledkov numerických výpočtov mávýznamný vplyv aj použitý materiálový model. Pri modelovaní podložia, ktoré je tvorenéhorninami s relatívne malou šmykovou pevnosťou, nepostačuje použitie pružného modelu, ale jepotrebné použiť zložitejšie plastické modely, ktoré presnejšie popisujú vzťah medzi napätíma pretvorením.PoďakovanieTento príspevok vznikol v rámci riešenia grantového projektu MŠ SR č.1/0578/08.Literatúra[1] Kolektív autorov: Dokumentácia pre realizáciu stavby diaľnice D3. GEOCONSULT, 2008.[2] MATEJČEK, A: Diaľnica D18 Hričovské Podhradie – Kysucké Nové Mesto: Podrobnýinžinierskogeologický prieskum pre tunel Považský Chlmec. GEOFOS, 1999.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 85VLIV URČITÝCH FAKTORŮ NA ODEZVUHORNINOVÉHO PROSTŘEDÍ PŘI TUNELOVÁNÍINFLUENCE OF SPECIFIC FACTORS TO RESPONSE OFROCK MASS DURING TUNNELINGÚvodJiří Boštík, Truong Son PhanResponse of rock mass during tunneling depends on number of influences. These factorsare determined partly by rock mass and utilised excavation technology and partly bygeometric arrangement of underground structure itself. If two or more undergroundstructures are mutually close, their interaction needs to be taken into account. In thecontribution experimental models of two parallel tunnels are presented. These modelswere created in the Laboratory of physical modelling at Institute of geotechnics of FCEBUT. Concered were circular tunnels driven in homogenous environment with overburdenheight of approximately 1.9 of the tunnel diameter. Variable factor whose effect wasanalysed was distance between the tunnels (1.75, 1.20 and 0.65 of the tunnel diameter).From the results obtained within the frame of the simulations can be concluded thatresponse of model is significantly determined by tunnel distance.Odezva horninového prostředí při ražbě podzemních děl je závislá na celé řadě faktorů. Jednáse o činitele determinované jednak zastiženým horninovým prostředím a zvolenou technologiíražby a jednak vlastním geometrickým uspořádáním podzemního díla. Při výskytu několikapodzemních děl vyvstává otázka jejich interakce, jež je především funkcí jejich vzájemnéprostorové polohy. V příspěvku jsou prezentovány experimentální modely dvou souběžných tunelů,které byly realizovány v Laboratoři fyzikálního modelování Ústavu geotechniky FAST VUT vBrně. Jedná se o tunely kruhového profilu o průměru D, ražené ve stejnorodém prostředí při výšcenadloží přibližně 1,9.D. Proměnným faktorem, jehož účinek byl studován, byla vzdálenost tunelůvolená postupně 1,75, 1,20 a 0,65 násobek průměru tunelů. V dalším textu jsou pak tyto modelystručně popsány, včetně prováděných simulací a dosažených výsledků.Experimentální modelyPopis modelůModely byly stavěny v modelovacím boxu o velikosti 28 x 16 x 20 cm [1], jehož přední stěnaje zhotovena z plexiskla, čímž bylo umožněno vizuálně sledovat postup výstavby modelu a jehoodezvu. Zadní stěna byla zhotovena z plexiskla (1,75.D) nebo ze sádrokartonové desky (1,20 a0,65.D) s vyvrtanými otvory umožňujícími realizaci na modelu prováděných simulací. Jakomodelovací materiál byl použit obarvený suchý písek se zrnitostí do 1 mm. Tunely, resp. jejichražba byla modelována dvojicí papírových trubek cca 43/0,5 plus 39/1 mm. Postup jednotlivýchmodelů byl shodný, výstavba probíhala po vrstvách a pro vzdálenost tunelů 1,75.D je stručněpopsána v [2]. Na modelech byly po ukončení jejich výstavby prováděny simulace postupné ražbytunelů a následně bylo též simulováno zřícení tunelů.Jiří Boštík, Vysoké učení technické v Brně, Fakulta stavební, Ústav geotechniky, bostik.j@fce.vutbr.czTruong Son Phan, Vysoké učení technické v Brně, Fakulta stavební, Ústav geotechniky

86 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicSimulace postupné ražby tunelůRažba tunelů byla simulována postupným vytahováním vnější trouby a to v krocích při délcezáběru do 2 cm s tím, že v jednom případě byla uvedená hodnota překročena a realizován záběrs délkou 3 cm. Přitom byl měřen svislý posun na povrchu modelu v osách tunelů (měřící body vevzdálenosti 20 mm od přední stěny stendu) a v ose mezilehlého pilíře mezi tunely (měřící body P20a P60 ve vzdálenosti 20 a 60 mm od přední stěny stendu). Jako první byl ražen pravý tunel (PT) anásledně tunel levý (LT).Na následujících obrázcích je pak uveden pozorovaný vývoj přírůstků svislého posunu povrchumodelu v ose pilíře mezi tunely v závislosti na postupu ražby tunelů s tím, že vliv ražby obou tunelůje zde separován (pravý tunel na obr. 1 a levý na obr. 2).Obr. 1 Vývoj přírůstků svislého posunu povrchu modelu v ose mezilehlého pilíře P20 v důsledkuražby pravého tunelu při vzdálenosti tunelů 1,75.D (4A), 1,20.D (BB) a 0,65.D (C)Obr. 2 Vývoj přírůstků svislého posunu povrchu modelu v ose mezilehlého pilíře P20 v důsledkuražby levého tunelu při vzdálenosti tunelů 1,75.D (4A), 1,20.D (BB) a 0,65.D (C)

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 87Vyhodnocení je zde prezentováno pouze pro bod P20 a je provedeno pomocí bezrozměrnýchkoeficientů U a L. Přitom koeficient U představuje poměr svislého posunu ve sledovaném boděk maximální hodnotě tohoto posunu v měřících bodech umístěných v ose pilíře a koeficient L jedefinován jako poměr aktuálního postupu ražby k průměru tunelů. Ze získaných výsledků je vidět,že vliv ražby pravého tunelu, stejně tak jako levého tunelu, je významně determinován vzdálenostítunelů, kdy s její zmenšující se velikostí dochází k nárůstu přírůstku svislého posunu v ose pilíře.Tento jev je pak výraznější v případě tunelu levého a měřícího bodu P20.Simulace kolapsu tunelůBezprostředně po vyražení tunelů bylo simulováno jejich zřícení a to stejně jako ražba tunelůpostupně, v pořadí pravý tunel a levý tunel. Při závalu tunelů dochází k jeho progresi na povrchmodelu.Obr. 3 Deformace povrchu vyvolaná zřícením tunelů ve vzdálenosti 1,75.DObr. 4 Deformace povrchu vyvolaná zřícením tunelů ve vzdálenosti 1,20.D

88 12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech RepublicPři větší vzdálenosti tunelů (1,75.D) vznikají dvě zřetelně oddělené prohlubně trychtýřovitéhotvaru (obr. 3). Se zmenšující se vzdáleností tunelů dochází k propojení těchto prohlubní (obr. 4 a 5).Maximální propad povrchu modelu byl ověřen ve všech třech případech v osách tunelů a jehovelikost při přední stěně modelovacího stendu se v jednotlivých případech výrazně nemění apohybuje se postupně pro pravý a levý tunel v rozsahu 0,92 až 0,97.D a 0,95 až 0,97.D. Šířkaoblasti progrese kolapsu na povrchu modelu se dle očekávání se zmenšující vzdáleností tunelůzmenšuje a její velikost byla postupně ověřena 5,3; 4,7 a 4,2.D.ZávěrObr. 5 Deformace povrchu vyvolaná zřícením tunelů ve vzdálenosti 0,65.DV příspěvku jsou představeny tři experimentální modely dvou paralelních kruhových tunelůs různou vzdáleností, resp. výsledky získané při simulacích na těchto modelech prováděných. Tytovýsledky potvrzují očekávanou skutečnost a to sice, že míra vzájemného ovlivňování tunelů jezávislá na jejich vzdálenosti. Kvantifikace tohoto vlivu je pak provedena v závislosti na délcezáběru na základě svislé deformace povrchu v ose horninového pilíře. Z ní vyplývá výraznějšípříspěvek indukovaný ražbou druhého tunelu.PoděkováníPříspěvek byl zpracován za finanční podpory Grantové agentury České republiky v rámcigrantového projektu č. 103/07/P323 a za finanční podpory výzkumného záměru MSM0021630519,což se s díky konstatuje.Literatura[1] BOŠTÍK, J., Příprava fyzikálních modelů pro studium chování podzemních konstrukcí.Sborník příspěvků z Česko – slovenské konference „EXPERIMENT ´07“, Akademickénakladatelství CERM, s.r.o., Brno, 2007, str. 25-30, ISBN 978-80-7204-543-3.[2] BOŠTÍK, J., PHAN, T. S., Experimentální model tunelů. Česko-slovenská konference Stavebníkonstrukce z pohledu geotechniky, Akademické nakladatelství CERM, s.r.o., Brno, 2008, str.117-122, ISBN 978-80-7204-609-6.

12 th International Scientific Conference, April 20-22, 2009 Brno, Czech Republic 89Authors IndexAldorf J. 69,73Baliak F. 5Bartoš V. 81Boštík J. 85Bráz Z. 5Černý M. 49Drusa M. 53Ďuriš L. 69,73Erbenová A. 17Glisníková V. 13Hanzl V. 61Račanský V. 37Ravinger R. 25Relich D. 45Scott H. 9Súl’ovská M. 25,57Staňková J. 73Synek J. 65Šamalíková M. 61Turček P. 25,57Vaníček I. 21Vojtasík K. 73Horák V. 41Hrubešová E. 73Hruštinec L’. 33,81Chebeň V. 53Jirásko D. 21Kalmánová A. 53Kliš L. 37Krásný O. 41Kuzma J. 33,49Masopust J. 29, 37Miča L. 9,37,41Mužík J. 53Paseka A. 61Phan T.S. 85Pospíšil P. 9Pruška J. 77Raclavský J. 9

XII. mezinárodní vědecká konferenceu příležitosti 110. výročí založení FAST VUT v Brněa XIV. výročí založení Stavebních veletrhů BrnoXII th International Scientific Conferenceon the Occasion of the 110 th Anniversary of the Foundingof the Faculty of Civil Engineering of Brno University of Technologyand the XIV th Anniversary of Building Fairs Brno20.– 22. duben 2009April 20–22, 2009GeotechnikaGeotechnicsSekce 8/Section 8Sborník příspěvků/ProceedingsEditoři/Editors Jiří Boštík, Luboš PazderaVydavatel/Publisher AKADEMICKÉ NAKLADATELSTVÍ CERM ® , s.r.o. BrnoPurkyňova 95a, 612 00 Brno, www.cerm.czNávrh obálky/Cover design Pavel KřepelaTisk/Print FINAL TISK s.r.o. OlomučanyVyšlo/Published 2009První vydání/First editionISBN 978-80-7204-629-4Tato publikace neprošla redakční ani jazykovou úpravou.The book has not been edited or proofread by the publisher.