Utvärdering av temporära stödkonstruktioner

Transkript

1 Fakulteten för teknik och samhälle Utvärdering av temporära stödkonstruktioner Projektet Akershus Evaluation of temporary retaining structures Project Akershus Examensarbete HT 2014 Byggingenjörsprogrammet 180 hp Dino Hot Markus Swedmark Handledare Anders Peterson

2

3 Förord Detta examensarbete på 15 hp utfördes i samarbete med teknikkonsultföretaget Reinertsen AB under hösten 2014 och utgör den avslutade delen i byggingenjörsutbildningen i byggteknik och arkitektur vid Malmö Högskola. Vi vill rikta ett stort tack till Lars Johansson (geoteknisk expert och specialist) som gett oss möjligheten till detta examensarbete och samtidigt bistått med hjälp, ett stort engagemang, uppmuntran och vägledning under studiens gång. Vi vill även rikta ett tack till vår interna handledare Anders Peterson för sina värdefulla synpunkter och Mats Persson för sin hjälp. Malmö i december 2014 i

4 Sammanfattning I byggnad och anläggningsprojekt där man avser att förändra de ursprungliga geometriska förhållandena, till exempel genom schaktning, är det vanligt att någon form av stödkonstruktion används. Syftet med stödkonstruktionen är att förhindra att stabilitetsbrott uppstår i jorden, men även att skydda närliggande byggnader, anläggningar och infrastruktur mot skadliga rörelser i jorden etc. Examensarbetet har bedrivits parallellt med ett verkligt uppdrag i Akershus, Norge åt teknikkonsultföretaget Reinertsen AB. I uppdraget skall en sedimenteringsbassäng anläggas med grundläggningsnivå ca 4 à 4,5 m under befintlig markyta, vilket kräver någon form av stödkonstruktion för att stabilisera schakten. Placeringen av sedimenteringsbassängen är begränsad till en liten yta där både vatten (i form av ett vattendrag) och berg omger konstruktionen. På grund av den begränsade ytan och närheten till vatten anses projekteringsförhållandena som relativt komplexa, och uppdraget går därför utanför rutinmässig projektering. Examensarbetet har syftat till att utreda tre frågeställningar kopplade till referensprojektet; att inventera och utvärdera möjliga stödkonstruktioner, att identifiera vilka parametrar som är avgörande vid valet av stödkonstruktion och genom dimensionering och verifiering visa att vald(a) stödkonstruktion(er) är genomförbar(a). De avgörande faktorerna i valet av stödkonstruktion för referensprojektet identifierades som jordens egenskaper, omgivande miljö, processmetoder, framdrift, praktiska faktorer och storleken för projektet. Efter att ha isolerat konsolsponten som den lämpligaste stödkonstruktionsmetoden utfördes en klassisk beräkning för att bestämma vilka krafter och moment som verkar i sponten och därmed kunna välja erforderlig spontprofil. I detta fall är schaktdjupet 4 5 m och det är ett gränsfall om en ren konsolspont kan användas. Som tumregel brukar anges att sponten ska vara två gånger så djupt installerad i jord under schaktbotten som den är synlig i schakten. I referensprojektet skulle det innebära spontlängder på upp mot 15 m och däröver. Det är sällan konsolsponter med en längd över 10 m används, och det har att göra med svårigheten att mobilisera fullt jordtryck mot sponten och de stora rörelser som åtgår för det. Klassiska handberäkningsmetoder utgår från att fullt utvecklat jordtryck råder längs hela spontens längd. Detta kan leda till att orimligt höga moment i sponten beräknas. Därför utfördes motsvarande analys även i finita element-programmet PLAXIS för att få en mer nyanserad bild av både hur systemet spont-jord beter sig och av kraft-, spännings- och momentbilden i sponten. I ett finit element-program mobiliseras jordtryck utifrån de faktiska deformationerna och det kan då konstateras att fullt jordtryck inte utvecklas längs hela sponten och att ett betydligt mindre moment beräknas i sponten. En känslighetsanalys utfördes också med PLAXIS. Analyserna i PLAXIS visade att den förväntande vattenproblematiken inte utgjorde något problem i både den ursprungliga beräkningen och i känslighetsanalysen. Däremot kunde slutsatsen dras att konsolsponten skulle behöva någon form av förstärkning då känslighetsanalysen visade att förändringar i omgivande geometri och av vattenstånd innebar en säkerhetsrisk. ii

5 Abstract In connection with excavations it is common that some kind of retaining construction is needed to prevent failure to occur and also to protect surrounding buildings and infrastructure to be damaged due to deformations in the soil volume. This Thesis has been carried out in conjunction with the engineering firm Reinertsen AB within an actual contract. The assignment is to design a sedimentation basin for drainage water from a nearby tunnel which will be founded about 4 to 5 m below the existing ground surface. Therefore some kind of retaining structure is needed to stabilize the excavation. Within the Thesis work three items have been addressed; identification and evaluation of possible retaining structures, identification of governing factors, and through design and verification show that the chosen structures are possible to use. The most important governing factors were found to be the soil properties, environment aspects, process methods, progress, practical aspects, and the size of the project, respectively. After having identified a classical console sheet pile wall as the most feasible type of retaining structure, first a hand calculation was performed to verify the choice. The length of a console sheet pile should by a rule of thumbs be maximized to about 10 m, of which 2/3 should be installed in soil below the excavation bottom. The reason for this is the difficulties to mobilize full earth pressure against the sheet pile for longer sections. In this case, the sheet pile will have a length of about 15 m, which leads to a very high calculated moment and, thus, unreasonable large sheet pile profiles. Therefore, a finite element analysis was also carried out with the software PLAXIS to get a more nuanced picture of the stresses, forces and moments which develop in the sheet pile. A sensitivity analysis was also done. In this way a more reasonable magnitude of the moment to be developed in the sheet pile was calculated and, thus, a considerably smaller profile could be used. iii

6 Terminologi Aktivt brottillstånd Aktivt jordtryck Anisotropi Bottenupptryckning Dilatationsvinkeln Effektivspänning Elasticitetsmodulen Flödesgradient Hydraulisk bottenupptryckning Hydrauliskt grundbrott Uppkommer då den horisontella spänningen minskar till ett lägre värde vilket resulterar i att jorden medverkar aktivt till brott med sin egentyngd. Det horisontella jordtryck som verkar i jorden vid uppkomsten aktivt brottillstånd. Olika egenskaper i alla riktningar. Innebär att schaktbotten pressar uppåt då vertikalspänningen strax ovanför botten blir större än jordens bärighet. Den delen av friktionsvinkeln som beror på att jordpartiklarna klättrar upp ovanpå varandra vid en skjuvbelastning. En benämning på den del av totalspänningen som tas upp av kornskelettet. En materialberoende parameter som beskriver förhållandet mellan spänning och deformation vid elastiska förhålanden. Beskriver flödet av vatten i en schakt vid en skillnad i grundvattennivå mellan schakt och omkringliggande jord. Fenomenet uppstår då grundvattentrycket överstiger det tätare jordlagrets egentyngd vilket kan medföra att schaktbotten trycks uppåt. Generellt uppkommer hydraulisk bottenupptryckning vid förhållanden då friktionsjord överlagras utav ett tätare jordlager till exempel kohesionsjord. Uppkommer vid liknande förhållanden som hydraulisk bottenupptryckning men karakteriseras av att strömningsgradienten blir så stor att schaktbotten luckras upp eller blir flytande. Hydrostatisk jämvikt Beskriver det fenomen då vatten i en given jordvolym i varje punkt befinner sig i statisk jämvikt och ingen strömning sker. iv

7 Mohr-Coulombs jordmodell Passivt brottstillstånd Passivt jordtryck Permeabilitet Beskriver deformationsförloppet till uppkomsten av brott vilket sker med ett linjärelastisk-plastiskt förlopp. Är den vanligaste jordmodellen som används vid PLAXIS 2D analyser. Uppstår då den horisontella spänningen i en jord ökar till ett stort värde vilket resulterar i att jorden motverkar brott med sin egentyngd Det horisontella jordtryck som verkar i jorden vid uppkomsten av passivt brottillstånd. Beskriver en jords vattengenomsläpplighet. PLAXIS 2D Ett analysprogram som är baserat på finita elementmetoden med inriktning på geotekniska problem. Porvattentryck Totalspänning Den del av totalspänningen som tas upp av vattenfasen i en jord. Summan av en jords effektivspänningar och porvattentryck vilka utgör den belastning som tas upp av den fasta och flytande fasen i en jord. Tvärkontraktionstalet Sambandet mellan en jords horisontal- och vertikaltöjningar. Vilojordtryckskoefficient Förhållandet mellan en jords horisontella- och vertikala effektivspänningar under ett naturlig initialt tillstånd. v

8 Förkortningar E ψ v F c c u ρ τ φ σ σ σ 1 σ 3 σ H0 σ Ha σ Hp p a p p K 0 K A K P K AC K PC Elasticitetsmodul Dilationsvinkel Tvärkontrationstal Säkerhetsfaktor Dränerad kohesion Odränerad kohesion Skrymdensitet Skjuvspänning Inre friktionsvinkel Totalspänning Effektivspänning Största effektiva huvudspänning Minsta effektiva huvudspänning Horisontell effektivspänning Aktiv brottspänning Passiv brottspänning Totalt aktivt jordtryck Total passivt jordtryck Vilojordtryckskoefficient Jordtryckskoefficient för aktivt jordtryck Jordtryckskoefficient för passivt jordtryck Jordtryckskoefficient för aktivt jordtryck med hänsyn till kohesion Jordtryckskoefficient för passivt jordtryck med hänsyn till kohesion. vi

9 u z γ Porvattentryck Jordlagrets tjocklek Tunghet vii

10 Innehållsförteckning Förord... i Sammanfattning... ii Abstract... iii Terminologi... iv Förkortningar... vi Innehållsförteckning... viii 1 Inledning Bakgrund Syfte Avgränsningar Metod och genomförande State of the art Teori Geoteknik Jord en översikt Friktion och kohesionsjordar Spänningar i jord Totalspänningar, effektivspänningar och porvattentryck Horisontellt effektivtryck Grundvatten och hydrostatiskt tillstånd Dränerat- och odränerat brott Mohrs spänningscirkel Brottkriterium för jord Friktionsjord Kohesionsjord Aktivt och passivt brottillstånd Jordtrycksteori Grundvatten och porvattentryck vid jordtrycksberäkningar Bottenupptryckning och hydraulisk bottenupptryckning Temporära stödkonstruktioner Frischakt Spont Jordspikning Sekantpålning Slitsmurning PLAXIS 2D Analys och resultat Förutsättningar för projektet i Akershus Utvärdering av temporära stödkonstruktionsmöjligheter Frischakt Slitsmurning Sekantpålning Jordspikning viii

11 3.2.5 Bakåtförankrad spont Stämpad spont Konsolspont Handberäkning för konsolspont Bakgrund Förutsättningar Beräkning Analys av konsolspont med PLAXIS Bakgrund Modell Beräkningssteg Resultat Känslighetsstudie Diskussion Slutsatser Referenser Bilaga Bilaga Bilaga ix

12

13 1 Inledning 1.1 Bakgrund Teknikkonsultföretaget Reinertsen AB har på uppdrag av SVV (norska statens vägväsen) fått i uppgift att projektera en väg i Akershus, ca 25 mil norr om Oslo. Utbyggnaden är en del av Norges satsningar för att förbättra landets infrastruktur. Vägen kommer i ena riktningen att fortsätta genom en tunnel belägen i berg (se Figur 1, punkt A). För att samla det (ofta väldigt förorenade) vattnet som på ett eller annat sätt tagit sig in i tunneln uppförs en sedimentationsbassäng i anslutning till tunneln (se Figur 1, punkt B). På grund av platsbrist planeras placeringen av sedimentationsbassängen intill insjön Mjøsa (se Figur 2). I samband med kommande anläggningsarbete, som anses vara under mycket speciella förhållanden, har det i förprojektet identifierats behov av någon typ av temporär stödkonstruktion kring schaktgropen, men även en förhållandevis komplex vattenproblematik. Figur 1: Planritning över planerad väg, tunnel (A) och sedimentationsbassäng (B). Det naturliga steget i projektet, med att uppföra sedimentationsbassängen, är således att utföra en inventering över vilka typer av stödkonstruktioner som kan användas samt utreda hur man kan lösa vattenproblematiken som förväntas uppstå på grund av placeringen intill ett vattendrag. 1

14 Figur 2: Sektion över terräng där sedimenteringsbassängen planeras att byggas. Geovetenskapen är en relativt ung vetenskap och successivt bidrar inventeringar till att bygga upp en databas med empirisk kunskap. Därifrån utvecklas sedan mer allmängiltiga teorier. Än så länge är dock de olika tekniska lösningarnas för objekt företagsspecifika och de olika databaserna därför inte allmänt tillgängliga i branschen. Branschen har en längre tid diskuterat olika former för att dela med sig av tekniska lösningar, men man har alltså hittills inte kunnat enas om format för detta (Johansson, 2014). Det allmänna kunskapsläget inom branschen är därför svårbedömt för problemlösningar som går utanför rutinmässig projektering, vilket det aktuella projektet i Akershus gör. Ur en allmän tillgänglighetssynpunkt kan det även sägas att den aktuella problemställningen är relativt odokumenterad. Således är det av stor vikt att inventeringar av tekniska lösningar och påverkande parametrar lagras då de kan vara av stor hjälp vid framtida liknande projekt. 1.2 Syfte Syftet med examensarbetet är att undersöka och försöka besvara följande frågor med avseende på temporära stödkonstruktioner och hantering av vattenproblematiken i det verkliga referensprojektet: Vilka tekniska lösningar kan användas? Vilka faktorer är avgörande i valet av teknisk lösning? Hur kan vald teknisk lösning verifieras, det vill säga, är den genomförbar? När frågorna har besvarats utförs en dimensionering och verifiering av minst en av de tekniska lösningar som har visat sig vara lämplig att använda i det aktuella fallet. Resultatet från examensarbetet kommer att läggas in i Reinertsens databas över tekniska lösningar och kommer därmed att kunna utgöra åtminstone underlag för kommande liknande objekt, även om sannolikheten för att det ska gå att kopiera lösningen inte är särskilt stor, då förhållanden och förutsättningar naturligt varierar mellan objekten. 2

15 1.3 Avgränsningar Projektarbetet avser endast att analysera relevanta metoder kopplade till referensprojektet i Akershus. Arbetet kommer, på grund av tidsbegränsningar, inte att omfatta samtliga projekteringssteg och beräkningar kommer att utföras under handledning av Lars Johansson. Ytterligare en avgränsning ligger i att enskilda konstruktionsdetaljer inte behandlas vid dimensioneringen, då detta skulle kräva betydligt längre tid än vad som finns till förfogande inom ramen för arbetet. En annan viktig avgränsning är sättet på vilket verifieringen av vald teknisk lösning utförs. I detta arbete utförs verifiering endast genom beräkning för att visa på genomförbarheten. En mer korrekt verifiering bör även innehålla någon form av vetenskapligt upplagd känslighetsstudie, till exempel en faktoranalys (Johansson, 2014). I arbetet genomförs en enklare form av känslighetsstudie. 1.4 Metod och genomförande Studien inleddes med en litteraturstudie via forskningspublikationer, facklitteratur och examensarbeten. Litteraturstudien syftade dels till att inventera allmänt tillgängliga tekniska lösningar för liknande projekt, dels till att ge underlag för lösningarnas funktion, hur de dimensioneras och hur de utformas. Därefter vidtogs ett arbete för att isolera den eller de tekniska lösningar som kunde användas för just det aktuella objektet. Detta gjordes genom att analysera för- och nackdelar i aktuell tillämpning, samt lämplighet i de rådande jordförhållandena och omgivningsfaktorerna. Avslutningsvis utfördes en parameteranalys på, i arbetet, funna brukbara stödkonstruktioner genom beräkningar med finita elementprogrammet PLAXIS 2D (version 2012), ett välanvänt analysprogram av geotekniker (Plaxis, 2014). Där programmet utgjorde en bas och underlag för resultatet med tillhörande analys. Indata till beräkningarna har hämtats från projektets markundersökningsrapport (MUR) samt genom en handberäkning som utförts för att initialt identifiera vilka krafter som verkar i konstruktionen. Kompendium i geoteknik för byggingenjörerna på Malmö högskola (Johansson, 2013) ligger till grund för utförda handberäkningar. 1.5 State of the art Schaktning intill vattendrag medför en rad olika utmaningar vilka har en stor påverkan på schaktgropens hållfasthet och stabilitet. Risker uppstår, som exempelvis att det omgivande vattnet kan skölja ur de intilliggande jordväggarna, vilket i sin tur kan resultera i en översvämning av schaktgropen och porvattentrycket i jorden kan bli så lågt att vatten från vattendraget kan strömma in i schakten underifrån. Detta fenomen kallas för hydraulisk bottenupptryckning eller hydrauliskt grundbrott (Sällfors, 1999). Intilliggande hus och anläggningar kan komma till skada men även personer som befinner sig i eller i anslutning till en schakt. Detta medför att höga krav ställs på utformningen av stödkonstruktioner för att motverka samt förebygga dessa risker. Problematiken med schaktning intill vattendrag har resulterat i att både studier, manualer och vetenskapliga artiklar har skrivits. Nedan följer litteratur som studerats rörande stödkonstruktioner intill vattendrag inom ramen för detta arbete. Fokus i samtliga av studierna har varit på utformningen av spontkonstruktioner samt analys av deras beteende i bruksgräns- samt brottgränstillstånd intill vattendrag. 3

16 I artikeln Enhancement of steel sheet-piling quay walls using grouted anchors (El-Naggar, 2010) var syftet att undersöka förstärkning av stålsponter med bakåt- förankrade stag hos en kaj (se Figur 3). I studien utfördes en omfattande parameteranalys i PLAXIS 2D, för att undersöka om en förbättring kan genomföras av en kajvägg i kombination av stålspont och injekterade stag. De parametrar som analyserades var inverkan av spontväggens geometri, lutning och läge, längd injekteringsbruk, och muddringsdjup i syftet med att förstärka innevarande typ av konstruktion. Resultatet visar att både det maximala böjmomentet och de horisontella förskjutningarna kan reduceras samt att den bakåtförankrade spontväggen fick en bättre släntstabiliserande effekt än en enkel stålspont utan förankringar. Figur 3: Sektion av den studerade kajväggen (El-Nagger, 2010). Design of Sheet Pile Cellular Structures (U.S. Army Corps of Engineers, 1989) är en manual upprättad med syfte att ge vägledning för utformandet av spontkonstruktion utifrån geotekniska kriterier för jorden och närheten till vattendrag. Ett typexempel (se Figur 4), på en av instruktionerna, där en spontkonstruktion in till vatten med beskrivande parametrar och djup är angivna. 4

17 Figur 4: Sektionsbild över en spont med intilliggande vatten ur manualen (U.S. Army Corps of Engineers, 1989). Sheet piling design (Grabe, 2008) är en manual med syfte att ge en översikt av grunderna samt analysmetoder för utformningen av spontstrukturer i jord och intill vattendrag (se Figur 5). Manualen har även som syfte att förse geotekniker som tidigare brukade ett 30 år gammalt referensverk vid namn Spundwand-Handbuch Berechnungen (Lupnitz, 1977) med uppdaterad kunskap om spontning. Figur 5: Exempel på en uppgift i manualen (Grabe, 2008). 5

18 Numerical study on performance of waterfront excavation (Ding et al, 2013) är en forskningsrapport där syftet var att studera schaktning intill vattendrag. I rapporten redovisas resultat från en simulering i PLAXIS 2D som undersökte prestandan av stödkonstruktionerna slitsmurar, sekantpålar och stålsponter vilka har simulerats i en schaktgrop intill en strandlinje. Modelleringen visade på skillnader i verkningssätt hos stödkonstruktionerna för att därefter jämföra deras sidoförskjutning, säkerhetsfaktorer på stabilitet och inre krafter som placerar strukturerna under komplicerade konstruktions- och belastningsförhållanden. Resultatet tyder på att stålsponterna var mer effektiva på att minska det horisontella jordtrycket som verkar på schaktväggen under utgrävning samt avvattning vilket resulterar i att den största förskjutningen av de sammansatta stålspontplankorna blir omkring en tredjedel av slitsmurens vid det mest ofördelaktiga byggskedet, men även att den totala deformationen samt stabilitetsegenskaperna var bättre hos stålsponten i jämförelse med slitsmuren. Finit elementanalys av en kajspont (Akbar, 2011) är ett examensarbete med syftet att utföra en analys av de snittkrafter som verkar i en kajspont (se Figur 6) under fyra konstruktionsskeden i bruksgränstillståndet. I studien jämfördes två olika spontprofiler AZ och AZ för att utvärdera om möjligheten finns att utföra en optimering av spontprofilen samt jämförs de beräknade värdena mot de uppmätta för att identifiera eventuella skillnader. Deformation- och snittkraftsberäkningar utfördes i PLAXIS 2D med utgångspunkt från Mohr-Coulombs jordmodell. Målet var att kunna förutspå den verkliga deformationen genom beräkningar. Figur 6. Sektion av den undersökta kajsponten (Akbar, 2011). För närvarande har ingen kartläggning utförts mellan vilka olika typer av stödkonstruktioner som kan användas vid förhållanden likt referensprojektet. De flesta allmänt tillgängliga beskrivningarna begränsar sig till stödkonstruktioner i jord där inte omgivande vattenproblematik är mer eller mindre dominerande, som i detta fall. 6

19 2 Teori Detta kapitel baseras, om inget annat anges, på Lars Johanssons Kompendium i geoteknik (2013). 2.1 Geoteknik Geoteknik är tillämpningen av vetenskapliga metoder samt tekniska principer för att anskaffa kunskap om jorden och dess egenskaper. Avsikten är att kunna förutsäga dess beteende för att lösa tekniska problem. Utöver det studerar geoteknik jordar och deras byggnadstekniska egenskaper, med syfte att kartlägga de faktorer samt egenskaper som har en avgörande inverkan på jordens förmåga att brukas som ett konstruktionsmaterial. (SGI, 2014) Vid uppförandet av byggnader eller anläggningar uppkommer det laster från konstruktioner eller överbyggnader som måste föras ner till undergrunden, det vill säga den underliggande jorden. Samtidigt måste jorden förmå att uppta dessa laster utan att brott uppstår. Belastningen på jorden genererar deformationer som kan bli så stora att de utövar en negativ påverkan på ovanliggande konstruktioner och därför finns förutom brottkriteriet även ett deformationskriterium, det vill säga att de deformationer i jorden som bildas på grund av pålagda laster från konstruktioner och anläggningar inte får bli oacceptabelt stora. I begreppet oacceptabelt stora läggs vanligtvis både ett komfortkrav och ett funktionskrav. Människan är generellt känslig för skeva ytor och icke vertikala linjer. Exempelvis behöver inte ett golv luta särskilt mycket för att det ska upplevas som obehagligt. Likadant behöver inte en vertikal linje, till exempel en vägg, avvika särskilt mycket från den vertikala linjen förrän det upplevs som obehagligt. Som funktionskrav finns bland annat svårigheter att öppna och stänga dörrar, som ofta uppstår vid alltför stora differentialsättningar mellan olika bärande komponenter, bakfall hos golv från golvbrunnar, och återigen lutande golv i största allmänhet. Således är en analys av den underliggande jorden essentiell för fastställandet av markens förmåga att uppta aktuella laster. Geoteknikers främsta uppgift är att utföra kontroller på jordens stabilitet, bärighet samt sättningar. Underlaget för geotekniska värderingar samt bedömningar av jordens tekniska egenskaper utgörs främst av fält- och laboratorieundersökningar. Men eftersom geotekniken i grund och botten är en mycket praktisk vetenskap utgör erfarenhet en stor del av kunskapsuppbyggnaden Jord en översikt Jord är den allmänna benämningen på den lösa, översta delen av jordskorpan som karakteriseras av dess vitt skilda egenskaper. Skillnader i egenskaper är beroende av jordens sammansättning, vilket är den avgörande faktorn till att jord kan anta olika byggnadstekniska egenskaper. Samtidigt har omgivningsfaktorer, så som exempelvis klimatisk påverkan, förändrade grundvattenförhållanden (till exempel innebär anläggningsverksamhet att grundvattenytan både kan sänkas och höjas) etc., en betydande inverkan på jordens sammansättning och därmed dess egenskaper. Förändringar kan uppstå både på naturlig väg och genom mänsklig påverkan. Jord beskrivs som ett trefasmaterial som utgörs av fast-, flytande- och gasfas (Se Figur 7). De jordkorn som tillsammans bildar ett kornskelett med förmågan att bära de laster som påförs jorden benämns som den fasta fasen. Om ett godtyckligt jordkorn är mindre än 2 μm får den 7

20 benämningen jordpartikel. Samverkan mellan jordkorn eller jordpartiklar ger upphov till porutrymmen som tillsammans bildar hålrum, vilka antingen kan vara fyllda med vatten, luft eller en kombination av de båda. Mineraler eller organisk substans utgör byggstenarna för den fasta fasen. Samtidigt som vatten innehållande lösta salter, andra joner och en del suspenderat material utgör den flytande fasen. Den återstående gasfasen består huvudsakligen av luft, dock kan metangas och svavelväte förekomma i förhållanden under grundvattenytan. (Sällfors, 2009) Figur 7: En godtycklig fördelning av de tre faserna. Jordens byggtekniska egenskaper är beroende av de ingående materialen och deras struktur. Ett flertal faktorer har ansenlig inverkan på jordens uppbyggnad, som exempelvis korn och partikelform, kornstorleksfördelning, geologiskt bildningssätt samt jordens belastningshistoria. Vanligtvis görs en indelning i makrostrukturer (jordlagrets struktur) respektive mikrostruktur (partiklar och jordkornens struktur). Olika geologiska processer har gett upphov till variationer i hur jordpartiklar och jordkorn har avsatts, vilket har lett till avsättningar i lager, jordlagerföljder. Skillnaden i jordlagerföljd kan i vissa fall vara mycket stor, även inom ett begränsat område. Anledningen till detta är inlandsisens rörelse, hur den har smält samt flödeshastigheten i de isälvar som bildades i isvolymen under avsmältningen. I grovkornigare jordar står jordkornen i direkt kontakt med varandra i de så kallade kornkontaktpunkterna. Variationen i jordlagerföljd kan noteras okulärt för grovkorniga jordarter. Variationer i makrostrukturen leder oftast till skilda tekniska egenskaper i olika riktningar i jorden, vilket benämns anisotropiska förhållanden. Jordlagerföljd och variationer i denna undersöks vid geotekniska fält- och laboratorieundersökningar. Till följd av att jordar har en blandning av olika korn och partikelstorlekar görs en indelning i kategorierna finjord respektive grovjord. Jordar vars jordkorn eller jordpartiklar varierar mellan 0,002-0,06 mm benämns finjord, medan grovjordar kännetecknas av jordkorn som varierar mellan 0,06 63 mm. Jordar som har korn som överstiger 63mm benämns som mycket grov jord. I jordar med grövre kornstorlek anträffas inget vattenhölje kring partiklarna. Anledningen till detta är att inga laddningar förekommer på partikelytorna vilket medför att kornen står i direkt relation till varandra i kornkontaktpunkterna. 8

21 En till ytan likadan jordart kan uppvisa vitt skilda tekniska egenskaper till följd av fördelningen mellan mängden porer respektive mängden jordkorn inom en given volym. Detta betecknas som lagringstätheten. Orsaken till detta är att jorden har en mindre mängd porer eller fler kontaktpunkter, vilket minskar porvolymen. Således resulterar det till att en stor variation uppstår hos grövre jordars tekniska egenskaper. I jämförelse med de grövre jordkornen befinner sig inte lerpartiklar i direkt kontakt med varandra utan sammanhållningen är baserad på ett samspel mellan kemiska och elektriska bindningar. Bindningarna verkar genom ett täckande vattenhölje vilket hindrar partiklarna att befinna sig i direkt kontakt med varandra. Detta medför att en särdelning utförs av jorden i grupperna friktionsjordar samt kohesionsjordar. Indelningen grundar sig på hur hållfastheten i respektive jordar byggs upp. Friktionsjordar tenderar att bygga upp sin hållfasthet genom friktion i kornkontaktpunkterna, medan kohesionsjordar som tidigare nämnts skapar sin hållfasthet genom kemiska bindningar och elektriska laddningar. Innehar jorden en generell lerhalt på ca % binder sig lerpartiklarna med de grövre partiklarna, vilket i sin tur leder till att en lerhinna bildas. Innevarande lerhalt ger upphov till försämrade tekniska egenskaper i jorden samt medför en minskning av permeabiliteten. Då lerhalten uppnår % frambringar lerpartiklarna en sammanhängande matris vilket får grövre jordkorn att förlora deras kornkontaktpunkter i takt med att de skiljer sig ifrån varandra. Samtidigt kommer lerpartiklarnas egenskaper att dominera över jordens tekniska egenskaper. Lerans mikrostruktur är huvudsakligen beroende av dess spänningshistoria vilket innebär den belastning som leran har blivit utsatt för under sin livstid. Det kan både röra sig om pålastning och avlastning. Innehållande salthalt vid sedimentationstillfället har även en inverkan på lerans mikrostruktur. Om en lera avsetts under marina förhållanden genomsyras den av tätt sammanfogande lerpartiklar med benämningen aggregat som är förenade med länkar. Dessa länkar har en funktion som sammanbinder lerpartiklarna vilket får lerans struktur att bli relativt öppen och porös, kan liknas vid ett korthus. I motsats till den lera som avsetts i marina förhållanden är leran som avsatts i söt eller bräckt vatten mindre benägen att utveckla lika stora länkar. Samtidigt är dessa länkar mer jämna i sin struktur. Således blir leran strukturellt tätare. På grund av den marint avsatta lerans öppna struktur tenderar den att vara mer sättningsbenägen men framför allt uppvisar den spröda brott. En extremform av marint avsatt lera är kvicklera som förutom spröda brott, även övergår till vätskeform vid störningar, t ex vibrationer, omrörning eller annan mekanisk påverkan. Samtidigt är den lera som blivit utsatt för höga påförande spänningar under sin livstid mer tät Friktion och kohesionsjordar I friktionsjordar, sand och grövre jordar, är det huvudsakliga motståndet mot skjuvning från friktion mellan kornen i kornkontaktpunkterna som skapar hållfasthet (se Figur 8), men även det arbete som krävs för rulla eller/och rulla kornen förbi varandra. En jord som är fast lagrad besitter således högre hållfasthet i jämförelse med en löst lagrad jord. För att åstadkomma ett brott i en fast lagrad jord åtgår en större mängd energi för att få kornen i rörelse relativt varandra än vad som är fallet i en löst lagrad jord. 9

22 I finkorniga jordar, som innehåller lermineraler/lerpartiklar råder andra förhållanden. Strukturen består av korn, länkar och aggregat. Hos normalkonsoliderad (NC) och svagt överkonsoliderad jord är det förmågan hos länkarna att uppta ett spänningstillskott som bestämmer hållfastheten. Skjuvhållfastheten för normalkonsoliderade leror kommer därför att vara nära kopplat till lerans förkonsolideringstryck (σ c). I kraftigt överkonsoliderade leror (OC), där kraftig domänbildning förekommer, är förhållandena mer lika dem som gäller för en friktionsjord. I jordar där lermineraler dominerar egenskaperna spelar bindningskrafterna, kohesionen (se Figur 9) en avgörande roll. Denna typ av jordar kallas därför traditionellt kohesionsjordar. Silt kallas ofta för en mellanjord, detta beror på att lerandelen i jorden och förefintliga dräneringsförhållanden kan påverka jorden att antingen uppföra sig som en i huvudsak friktionsjord eller en i huvudsak kohesionsjord. Därför analyseras silt oftast både som en kohesionsjord och som en friktionsjord vid projektering av geokonstruktioner. Den slutliga projekteringen och dimensioneringen sker därefter efter det mest ogynnsamma fallet. Figur 8: Hållfastheten skapas genom friktion i kornkontaktpunkterna i en friktionsjord. Figur 9: Hållfastheten skapas genom elektriska bindningar i en kohesionsjord Spänningar i jord Ett godtyckligt jordelement i en naturligt avlagrad jordvolym är påverkad av spänningar från de ovanliggande jordmassorna. Spänningarna ökar med djupet proportionerligt mot jordens egentyngd. Eftersom en jords egenskap generellt är beroende av omgivande spänningsnivå, påverkas även jordens egenskaper i mer eller mindre stor utsträckning. Vanligtvis uppvisar jord ingen draghållfasthet, dock är undantaget då den stabiliserats kemiskt genom inblandning av cementerande substanser. Således är det i allmänhet endast intressant att, ur ett geotekniskt perspektiv, studera jordens egenskaper och beteende då den utsätts för tryckspänningar. Därför används konventionen att tryckspänningar betecknas positiva (+) i motsats till hur den betecknas inom klassisk mekanik och hållfasthetslära, där tryckspänningar ansätts som negativa. 10

23 Grundantagandet vid geotekniska analyser är, att markytan är horisontell. Detta antagande görs för att förenkla teoribildningen, men kan lätt inses att inte är helt relevant i alla tillämpningar. Vid horisontell markyta är den största huvudspänningen (σ 1 ) vertikal och de andra två huvudspänningarna (σ 2 och σ 3) horisontella (se Figur 10). Jord uppvisar i allmänhet anisotropiska egenskaper, dvs. egenskaperna varierar i olika riktningar i jorden. Dock är det svårt att i fält eller laboratorium bestämma egenskaperna annat än i vertikal riktning. Därför antas vanligtvis vid analyser och dimensioneringsberäkningar att de båda horisontella huvudspänningarna är lika stora (σ 2 = σ 3), vilket då får till följd att jorden inte antas uppträda anisotropiskt i horisontalled i de analyser som normalt utförs vid geoteknisk projektering. Figur 10: Ett godtyckligt jordelement med spänningar i både vertikal- och horisontalled. Den vertikala initiala spänningen (även kallad initialspänning) är den spänning som råder i jordvolymen innan den utsätts för någon förändring, till exempel genom belastning eller schaktning, det vill säga ursprungsförhållandet. Initialspänningen betraktas inom geotekniken som en av de viktigaste och betecknas (σ0). Beräkningen för den initiala vertikala totalspänningen (σ0) är som följer: n σ0 = i=0 γ i z i (1) där γ = respektive jordlagers tunghet (kn/m 3 ) z= respektive jordlagers mäktighet (m) 11

24 2.1.4 Totalspänningar, effektivspänningar och porvattentryck I geoteknik/geomekanik är begreppen totalspänning, effektivspänning och portryck centrala. I sin grundform består jord av tre faser, det vill säga. är ett trefasmaterial; själva kornskelettet (fasta fasen) och porer mellan jordkornen som antingen är vattenmättade (vattenfas) eller luftfyllda (gasfas), eller fyllda med en blandning av vatten och luft. Att analysera och hantera jordens alla tre faser är mycket komplicerat. Vanligtvis kategoriseras jord därför som ett tvåfasmaterial, varvid man utesluter samtidig inverkan av vattenfas och gasfas och betraktar porerna som antingen helt vattenfyllda eller helt luftfyllda. Är porerna helt vattenmättade är det av stor vikt att skilja mellan den del av den totala spänningen i jorden som tas upp och överförs i eller via kornskelettet (effektivspänningen, σ ) och den del av den totala spänningen i jorden som tas upp och överförs i eller via vätskefasen (porvattentrycket, u). Bägge dessa har enheten kn/m 2. Orsaken till att denna uppdelning görs och är så viktig är, att vatten inte har någon skjuvhållfasthet. Det kan enkelt förstås genom att till exempel med ett finger putta lite på ytan på vatten i ett glas. Det erbjuder inget motstånd alls att deformera och förflytta vattnet. Ett annat demonstrativt exempel är att lägga ett mynt på vattenytan i ett glas fyllt med vatten. Jordens hållfasthet byggs således upp av kornskelettet, men vattnet i porerna mellan kornen påverkar hur jorden kommer att bete sig. I en friktionsjord byggs hållfastheten upp genom friktionskrafter i kornkontaktpunkterna (se kapitel friktion och kohesionjordar). Spänningen i vattnet i hålrummen mellan kornen, porvattentrycket (u), kommer att trycka kornen från varandra och därmed minska kontakttrycket mellan kornen, vilket kommer att minska storleken på de friktionskrafter som kan utbildas. Därför är det endast effektivspänningen (spänningarna som överförs i kornskelettet) som bidrar till hållfasthetsuppbyggnaden. Den vertikala initiala totalspänningens (σ 0 ) samband med effektivspänningen (σ 0) och porvattentrycket (u) lyder som följer: σ 0 = σ 0 + u (2) Generellt är det svårt att beräkna effektivspänningen jämfört med att mäta samt beräkna fram totalspänningen och portrycket i jorden. Därför uttrycks vanligen effektivspänningen med ekvationen (3). σ 0 = σ 0 u (3) För härledning av ovanstående uttryck var god se Bilaga Horisontellt effektivtryck Jämfört med att bestämma den vertikala effektivspänningen (vilket beskrivs i kapitlet Totalspänningar effektivspänningar och portryck), är den horisontella effektivspänningen inte lika enkel att bestämma. Anledningen till detta är att det i nuläget inte finns någon analytisk metod för att direkt beräkna de horisontella effektivspänningarna. Istället används en empirisk metod. 12

25 Förhållandet mellan den initiala horisontella effektivspänningen (σ Ho ) och den initiala vertikala effektivspänningen (σ o ) i jord med horisontell överyta (se Figur 11) beskrivs med vilojordtryckskoefficienten (K o ) där följande uttryck empiriskt framtagits K o = σ o σ Ho (4) Figur 11: Horisontella och vertikala effektivspänningarna. Med initiala effektivspänningar avses dem som råder i jorden innan någon form av åtgärd utförts, till exempel schaktning eller belastning av jorden med en grundläggningsplatta. Som tidigare nämnts i kapitlet friktionsjord och kohesionsjord delas lera in i normalkonsoliderad (NC) och överkonsoliderad lera (OC). En överkonsolidering bildas oftast vid erosion av vatten eller vind, eller någon annan form av avlastning som vanligtvis förorsakas av människors aktiviteter. I avlastningszonen kommer vertikalspänningarna att minska i större omfattning än de horisontella spänningarna. Eftersom K o -värdet beskriver förhållandet mellan horisontal- och vertikalspänningar, kan detta bli större än 1 för överkonsoliderade jordar. För normalkonsoliderade jordar är alltid vertikalspänningarna högre, och K o -värdet mindre än 1. De empiriska värden på vilojordstryckskoeffecienterna som vanligtvis används är följande: K o = 0,5 (sand) K o = 0,6 0,8 (normalkonsoliderad lera (NC)) K o > 1 (överkonsoliderad lera (OC)) 13

26 I vätskor, till exempel porvatten, är trycket lika stort i alla riktningar, så kallat isotropiskt trycktillstånd. Detta kan beskrivas med att vilojordtryckskoefficienten för vatten är K o = 1, Grundvatten och hydrostatiskt tillstånd Förekomsten av vatten i jorden har en avgörande betydelse för en jords tekniska egenskaper (Sällfors, 1995). Vatten kan antingen vara fritt eller bundet i jorden. Det fria vattnet som fritt kan strömma genom jorden benämns grundvatten. Det bundna vattnet kan antingen vara kemiskt bundet, som till exempel det vattenhölje som finns kring lerpartiklar, eller kapillärt bundet på grund av jordens kapillaritet. Trycknivån i porvattnet beskriver hur högt vattnet kan stiga i ett öppet rör som förs ned i marken, förutsatt att vattnet fritt kan strömma in i röret. Om rör installeras på olika djup under markytan, kan porvattentryckstillståndet bestämmas. Parallellt om vattennivån stiger till en nivå ovanför markytan råder ett artesiskt tryck. Vid geotekniska analyser och värderingar behövs många gånger förenklande antaganden. Därför antas ofta att det råder hydrostatiskt grundvattentillstånd i jorden. Ett hydrostatiskt vattentryck innebär att grundvattenytan är horisontell och ligger i jämnhöjd med eller under markytan. Porvattentrycket är 0 kpa på själva grundvattenytan och stiger med 10 kpa/m under denna. Att grundvattenytan är horisontell och att vattentrycket har en jämn ökning under denna betyder att vattnet befinner sig i jämvikt och att det inte sker någon strömning. Vid beräkning av vattentrycket på ett godtyckligt djup (z) under grundvattenytan, kan följande uttryck upprättas: u = γ w z (5) γ w indikerar vattnets tunghet som i de flesta fall kan antas vara 10 kn/m 3. Den vattennivå som inställer sig ett öppet rör om hydrostatiskt vattentryck råder motsvarar grundvattennivån (se Figur 12). I jordar som har allt för låg vattengenomsläpplighet för att vatten fritt ska kunna strömma in i öppna rör används istället elektriska tryckgivare, så kallade piezometrar, för att bestämma trycknivåerna. Finkorniga jordar, uppvisar vanligtvis kapillaritet som resulterar i att vatten kan stiga ovanför grundvattenytan. Den kapillära stighöjden blir högre ju mer finkornigt material som finns i jorden, och i vissa fall kan en stighöjd på en meter och mer observeras. I den kapillära zonen ovanför grundvattenytan uppstår ett negativt portryck, ett så kallat, kapillärsug, i vattenfasen. Det negativa porvattentrycket bidrar till att öka jordens hållfasthet, men i geotekniska beräkningar försummas dock denna effekt. Det är nämligen näst intill omöjligt att kvantifiera storleksordningen på den ökade hållfastheten, och dessutom upphör de kapillära effekterna om vatteninnehållet i kapillärzonen ökar eller minskar (nederbörd eller uttorkning). Det är kapillära effekter som gör att det till exempel är möjligt att göra sandslott. Men när vågor sköljer över slotten eller när solen torkar ut sanden, vet vi att de rasar ihop. En stor del av de olyckor som sker i samband med schakter beror på att de kapillära effekterna i jorden har överskattats. Detta kan resultera i att schaktväggar rasar in när fuktinnehållet i den kapillära zonen ändras. Längs längre schakter, exempelvis VA schakt, kan också jordens sammansättning och egenskaper variera, och därmed varierar också kapilläreffekterna, och i 14

27 värsta fall, om ett parti med väsentligt grovkornigare jord passeras, helt upphöra. För att garantera att en tillfredsställande säkerhetsnivå hela tiden upprätthålls, bortses därför från kapillära effekter vid dimensionering av schakter. Figur12: Hydrostatiskt porvattentryck Dränerat- och odränerat brott Jord som utsätts för skjuvdeformationer tenderar att genomgå en volymändring under dränerade förhållanden. Vidare leder skjuvdeformationer till en förhöjning av porvattentrycket vilket genererar ett porvattenövertryck inom en begränsad del av jordvolymen, under förutsättning att jorden är vattenmättad. Själva brottet kommer att utbildas längs ett brottplan där skjuvspänningarna och -deformationerna är som störst. Samtidigt uppstår det ett porvattenövertryck, jämfört med det som ursprungligen rådde, inom detta begränsade område av jordvolymen. Skillnaden i porvattentryck skapar ett gradientfält vilket får grundvattnet att strömma från områden med högre tryck till områden med lägre tryck. Vattenströmningen fortsätter till dess att övertrycket har utjämnats och porvattentrycksfördelningen återgått till den som ursprungligen rådde. Beroende på jordens vattengenomsläpplighet (permeabilitet) tar denna process kortare eller längre tid. Om jordens vattengenomsläpplighet är tillräckligt hög för att utjämningen av porvattenövertrycket är fullständigt slutförd innan själva brottet i jorden har fullbordats, pratar man om dränerat brott. Detta gäller allmänt för friktionsjord oavsett tidsperiod. För kohesionsjord kan också ett dränerat brott uppstå, om en tillräckligt lång tidsperiod beaktas. Man beaktar därför ibland dränerat brott i kohesionsjord under benämningen långtidsanalys. I kohesionsjord är vattengenomsläppligheten betydligt mindre. I ett korttidsperspektiv kommer därför porvattenövertrycken på grund av skjuvdeformationerna inte att hinna utjämnas innan brottet i jorden har fullbordats. Man pratar då om odränerat brott. Brottet utbildas under tiden porvattenövertryck råder. Odränerat brott förekommer således enbart i kohesionsjord. 15

28 2.1.8 Mohrs spänningscirkel I en jord kan de vertikala och horisontella spänningarna bestämmas under förutsättning att markytan är horisontell. Dessa spänningar betraktas även som huvudspänningar. Praktiskt betyder det att det bara verkar normalspänningar och inga skjuvspänningar på helt horisontella respektive helt vertikala plan i jorden. Inom geoteknik kan det uppstå situationer där det blir nödvändigt att beräkna spänningarna längs ett plan med godtycklig lutning. Detta görs med hjälp av Mohrs spänningscirklar. På samtliga plan som inte är horisontella eller vertikala kommer både normal- och skjuvspänningar att verka. Mohrs spänningscirkel beskriver hur spänningarna varierar på ett godtyckligt plan i jorden beroende på lutningen hos planet. Samtidigt kan Mohrs spänningscirklar också användas för att utvärdera en jords hållfasthetsegenskaper, genom att genomföra försök där respektive jordtyp drivs till brott. I diagram som illustrerar Mohrs spänningscirklar avsätts effektivspänning (σ ) på x-axeln och kohesion (skjuvhållfasthet, τ) på y-axeln (Se figur 13). Huvudspänningar avsätts på x-axeln, eftersom inga skjuvspänningar verkar. Figur 13: Exempel på Mohrs spänningsdiagram Brottkriterium för jord Det i läran om mekanik kända sambandet τ = σ μ där skjuvspänning betecknas (τ), normalspänning (σ) och friktionskoefficienten (μ) (för härledning se Bilaga 2) har man genom empiriska försök, kunnat fastställa att det också generellt gäller för jord. Inom klassisk geoteknik används Mohr-Coulomb s brottkriterium vilket lyder som följer τ f= c + σ v tan (φ ) (6) 16

29 Numer har man, enligt nya eurokoder, infört att τ f istället skall skrivas c f. Dock är beteckningen τ f fortfarande frekvent använd, mycket beroende på gammal sed och vana. Därför kommer denna beteckning att användas parallellt i denna rapport. Skjuvspänningar betecknas allmänt med τ i mekanik, och därför gör man även det i geomekanik. Enligt Mohr- Coulomb s brottvillkor kan brottillståndet beskrivas med en rät linje i - -planet. Ekvation (6) tecknar just denna räta linje. Riktningskoefficienten (tan(φ )) kan liknas vid friktionskoefficienten (μ). Storheten φ benämns jordens inre friktionsvinkel och brottlinjens skärning med τ-axeln, c, kallas dränerad kohesion. Brottenveloppen (brottlinjen) är definierad som τ f= c + σ v tan (φ ) vilket innebär att jämvikt råder för alla spänningspunkter under brottlinjen. Skulle spänningspunkten nå upp till brottlinjen inträffar brott. Spänningspunkter ovanför brottlinjen är inte tillåtna. I fall man förutsätter att brottlinjen är känd och ritar in Mohr s (halv)cirkel (se Figur 14) i samma diagram som en halvdragen cirkel, för en jord med givet spänningstillstånd beskrivet med huvudspänningarna σ 1 och σ 3 kan maximala spänningar utläsas. Figur 14: Mohr-Coulomb s brottvillkor. Med hjälp av dessa cirklar och trigonometri kan spänningstillståndet i en godtycklig punkt beskrivas i samtliga riktningar i jorden. Då jord normalt inte befinner sig i brottstillstånd för sin egentyngd kan därför slutsatsen dras att cirkeln för initialspänningar inte når upp till brottlinjen. Medelspänningen (eller i vardagligt tal, spänningstillståndet) kan approximeras genom att beräkna cirkelns mittpunkt på x-axeln, det vill säga σ 1 + σ 3. Hålls σ 2 3 konstant och σ 1 ökas kommer halvcirkeln att öka i storlek (streckat i Figur 14). Vid en succesiv ökning av σ 1 kommer, inom sinom tid, havcirkeln att tangera brottlinjen (endast en punkt av mohr s cirkel ligger på brottlinjen). Brott uppstår därför endast för det plan som representeras av tangeringspunkten och såldes är brottplanets lutning känt, 45 + φ. I normala fall är jordens hållfasthetsparametrar c och φ okända. Därför är egentligen de parametrar man eftersöker, och dessa bestäms genom fältundersökningar och/eller laboratorieundersökningar. 2 17

30 Friktionsjord Friktionsjord har, som tidigare nämnts, hög permeabilitet vilket gör att jorden i princip alltid kan betraktas som dränerad. Eftersom vatten (se kapitel totalspänningar, effektivspänningar och porvattentryck) inte har någon skjuvhållfasthet är det endast kornskelettet som kan bidra till uppbyggnad av skjuvhållfasthet. Karakteristiskt för en friktionsjord är också att skjuvhållfastheten är direkt beroende av omgivande spänningsnivå. Ju högre omgivande spänning desto större skjuvspänning. Det förstås enkelt genom att återkoppla till hur friktionsjord bygger upp sin hållfasthet, nämligen genom friktionskrafter i kornkontaktpunkterna. Desto mer belastning på jordkornen, desto större normalkrafter i kontaktpunkterna, och desto större skjuvhållfasthet kan mobiliseras. I det Mohrska spänningsplanet åskådliggörs detta av en lutande brottlinje. Vid ett högre omgivande spänningstillstånd avsätts initalspänningstillståndet som en punkt längre och längre till höger på x-axeln ( -axeln). Därvid ökar spänningscirkeln i storlek och skjuvhållfastheten ökar. Vid ändrade spänningstillstånd, på grund av en lastökning, bärs initialt lasten helt och hållet av vattenfasen. Initialt betyder detta alltså att provattentrycket måste öka lika mycket som lastökningen. Det uppstår då en gradient i porvattnet med områden med större spänningsnivå (förhöjt portryck på grund av lastökningen) och områden med ursprunglig spänningsnivå. Porvatten kommer då att strömma från områden med högre spänningsnivå till områden med lägre spänningsnivå. Vad som händer när vatten strömmar från områden med högre spänning till områden med lägre är att det förhöjda porvattentrycket på grund av lastökningen utjämnas och successivt återgår till den ursprungliga nivån. Detta innebär i sin tur att lastökningen gradvis förflyttas från vattenfasen till jordskelettet och övergår till effektivspänningar. I en friktionsjord sker den här portrycksutjämningen och överföringar av spänningar från vattenfasen till kornskelettet mer eller mindre momentant, och det är också därför brottlinjen i det Mohrska spänningsplanet lutar för en friktionsjord. Man pratar om dränerade förhållanden. Brottlinjens lutning motsvarar jordens inre friktionsvinkel ( ) och brottlinjens korsning med y-axeln ( -axeln) motsvarar jordens effektiva kohesion (c ). I en ideal friktionsjord går brottlinjen genom origo, och c är alltså noll. Skjuvhållfastheten i en jord utvärderas i Mohrska spänningscirklar genom att en linje dras från spänningstillståndet (halvcirkelns mitt på x-axeln) så att den når brottenveloppen rätvinkligt. Sedan dras en linje horisontellt ut mot y-axeln, där man kan avläsa skjuvhållfastheten (c f eller τ f ) se Figur 15. Skjuvhållfastheten kan även bestämmas genom en trigonometrisk analys Figur 15: Avläsningsbar skjuvhållfasthet för en friktionsjord genom de Mohrska spänningscirklarna. 18

31 Kohesionsjord Kohesionsjord är, i motsats till friktionsjord, inte tillräckligt permeabel för att porvattenövertrycket som skapas vid lastpåläggningen ska hinna utjämnas momentant. Det kan ta lång tid, ibland 10-tals år för den här utjämningen att äga rum fullt ut. Man pratar om odränerade förhållanden. För idealt odränerade förhållanden antas att ingen portrycksutjämning hinner ske innan brott inträffar i Mohrska spänningsplanet, vilket innebär att den omgivande effektivspänningsnivån inte ökar, men däremot ökar omgivande totalspänningsnivå naturligt med den pålagda lasten. Vidare eftersom porvattentrycket ökar lika mycket, förblir effektivspänningen konstant. I ett diagram med en brottlinje för kohesionsjord (se Figur 16) där två spänningscirklar motsvarande två olika spänningstillstånd (ett högre och ett lägre) kan man notera att halvcirklarna inte ökar i storlek, eftersom effektivspänningsnivån i jorden förblir oförändrad. Därför kommer brottplanet att vara horisontellt, och, med andra ord, kommer inre friktionsvinkeln (φ ) vara noll. För att utvärdera den odränerade skjuvhållfastheten går man tillväga på samma sätt som för friktionsjord. Figur 16: I kohesionsjordar är brottplanet horisontellt Aktivt och passivt brottillstånd När skjuvspänningarna i jorden uppnår ett gränsvärde, uppstår skjuvbrott i jorden. Brottet kan utbildas som ett glidytebrott, där brottet uppstår längst en väl definierad brottyta eller brottlinje och resterande delar av jorden fortsatt befinner sig i elastiskt tillstånd, eller som ett zonbrott, där ett flertal brottytor/brottlinjer samtidigt utbildas i jorden och hela jordvolymen är i brottillstånd (se Figur 17). Det förra kallas ibland även glidytebrott, och används bland annat vid analys av släntstabilitet. Tillståndet kan liknas vid två stelkroppar som rör sig i förhållande till varandra. Zonbrott tillämpas exempelvis vid analys av bärighet i jord. Detta är naturligtvis en förenkling av verkliga förhållanden för att göra det möjligt att analytiskt analysera brottillstånd. I själva verket utbildas så gott som alltid någon form av så kallat kombinerat brott, det vill säga samtidigt glidytebrott och zonbrott. 19

32 Figur 17: Två olika brottillstånd: glidyte- och zonbrott i en godtycklig jordvolym. Som tidigare nämnts i (Se kapitel Spänningar i jord) förekommer både horisontella och vertikala huvudspänningar (σ 1, σ 2, σ 3 ) i en jord under förutsättningen att markytan är horisontell. För att förenkla analyserna antas vanligtvis att de två horisontella huvudspänningarna är lika stora (σ 2 = σ 3 ). Vidare kan Mohrs spänningscirkel utformas om de två huvudspänningarna σ 1 och σ 3 är kända och spänningsanalyser göras med hjälp av det Mohrska spänningsplanet. En jord kan utsättas för brott om horisontalspänningen reduceras till värdet σ Ha eller genom en ökning till värdet σ Hp. Reduceringen av horisontalspänningen till det lägre värdet ger upphov till aktivt brottspänning (σ Ha ), eftersom jorden medverkar aktivt till brott med sin egentyngd. Samtidigt komprimeras den givna jordvolymen vertikalt och brottytorna bildar vinkeln 45 o + φ med horisontalplanet. Ökningen av horisontalspänningen ger upphov till en 2 passiv brottspänning, eftersom jordens egentyngd motverkar att brott uppstår. Vidare komprimeras jordvolymen horisontellt och brottytorna bildar vinkeln 45 o φ med 2 horisontalplanet (se Figur 18). Figur 18: Brottytor som utbildas i under ett aktivt och passivt brottillstånd. 20

33 Den aktiva och passiva brottspänningen bildar gränsvärden för horisontalspänningarna vilka kan beräknas enligt följande utryck: σ Ha = σ v tan 2 (45 o φ 2 ) 2 c tan (45o φ 2 ) (7) σ Hp = σ v tan 2 (45 o + φ Jordtrycksteori 2 ) + 2 c tan (45o + φ 2 ) (8) Horisontalspänningar i jord betecknas vanligtvis jordtryck, jämför med till exempel vilojordtryckskoefficienten. I praktisk tillämpning avses med jordtryck vanligtvis den horisontalbelastning som jord utövar på olika typer av konstruktioner, till exempel stödkonstruktioner, brofundament eller källarväggar. Konstruktionerna måste dimensioneras så att de kan ta upp den horisontella belastningen från intilliggande jord utan att brott uppstår eller att oacceptabelt stora deformationer utbildas. Belastning på markytan, av till exempel entreprenadmaskiner, ger också horisontalspänningar i jorden i tillägg till dem som uppstår enbart på grund av jordens egentyngd. Som tidigare nämnts (se kapitel Horisontellt effektivtryck) beskrivs förhållandet mellan den horisontella effektivspänningen (σ Ho ) samt den vertikala effektivspänningen (σ o ) som vilojordtryckskoefficienten (K o ) se ekvation (5). Om ett godtyckligt jordelement är beläget på ett visst djup under markytan utsätts den för en vertikalspänning (σ o ) som påförs jordelement på grund av den ovanliggande jordens egentyngd. Parallellt utövar den omkringliggande jorden en horisontalspänning (σ Ho ) förutsatt att markytan är horisontell. Spänningstillståndet kan illustreras med en spänningscirkel i ett det så kallade Mohrska spänningsdiagrammet. I initialtillståndet ska spänningscirkeln förhoppningsvis befinna sig på ett betryggande avstånd från brottlinjen. För att demonstrera hur en stödkonstruktion kan påverka dynamiken i jorden upprättas en modell, som består utav en glattvägg med egenskapen att eliminera utbildningen av friktion mellan väggen och den intilliggande jorden. Parallellt uppförs modellen till vänster om det godtyckliga jordelementet. Syftet är att förmå de verkande horisontalspänningarna att minska vilket resulterar till att spänningscirkeln växer i vänster riktning. När spänningscirkeln tangerar med brottlinjen uppstår ett skjuvbrott i jorden. Innevarande situation medför att jorden komprimeras vertikalt och brottytor uppstår med vinkeln 45 o φ 2 mot vertikalplanet. Detta horisontella jordtryck benämns som aktivt jordtryck (p a ) av den orsaken att jorden medverkar aktivt till brott genom sin tyngd. Utifrån en trigonometrisk analys av spänningscirklar i det Mohrska spänningsplanet erhålls följande uttryck för aktivt jordtryck. Förutsatt att markytan är horisontell samt att konstruktionen är fullkomligt glatt och att rörelserna är tillräckligt stora. p a = σ v tan 2 (45 o φ 2 ) 2 c tan (45o φ 2 ) (9) 21

34 Om den hypotetiska glatta väggen förskjuts till höger mot det godtyckliga jordelementet kommer horisontalspänningarna gradvis att öka. Detta motsvarar att spänningscirkeln i det Mohrska spänningsplanet gradvis kommer att minska (σ 3 = σ Ho =K σ o ) samt förskjutas mot höger (medan σ 1 = σ o förblir konstant). Därtill kommer cirkeln till slut bli till en punkt som sedan växer åt höger i spänningsplanet. Då detta inträffar innebär det att horisontalspänningarna övergår till att vara större än vertikalspänningarna. I sinom tid når spänningscirkeln fram till och tangerar brottlinjen och brott uppstår i jorden. Om horisontaldeformationerna därefter ökar ytterligare sker det ingen förändring av horisontalspänning. Innevarande förändring av horisontaldeformationerna medför att jorden komprimeras horisontellt och brottytor uppstår som bildar vinkeln 45 o + φ med 2 vertikalplanet. Detta benämns som ett passivt jordtryck. Utifrån en trigonometrisk analys av spänningscirklar i det Mohrska spänningsplanet erhålls följande uttryck för passivt jordtryck p p = σ v tan 2 (45 o + φ 2 ) + 2 c tan (45o + φ 2 ) (10) Jordtrycket i en punkt varierar mellan de aktivt jordtrycket, p a, som lägst och passivt jordtryck, p p, som högst. Beroende på de deformationer som uppstår i jorden kan jordtrycket anta alla värden däremellan. Mellan de aktivt och passivt jordtrycket påträffas vilojordtrycket, σ Ho, under förutsättningen att inga deformationer har uppkommit i jorden. För att förenkla hanteringen av ekvationerna för aktivt och passivt jordtryck införs så kallade jordtryckskoefficienter. K A = tan 2 (45 o φ d 2 ) (11) K AC = 2 tan (45 o φ d 2 ) (12) K P = tan 2 (45 o + φ d 2 ) (13) K PC = 2 tan (45 o + φ d 2 ) (14) Nedan följer förenklingen av ekvationerna för aktivt respektive passivt jordtryck p a = σ v K A c K AC (15) p p = σ v K P c K PC (16) För att identifiera de resulterande krafterna (nettojordtrycket) beräknas differensen mellan Pa och Pp, se ekvation (17) P Netto = p A p P (17) 22

35 Vid jordtrycksberäkningar brukas så kallade dimensionerande värden på materialparametrarna, det vill säga karakteristiska materialparametrar som är korrigerade med partialsäkerhetsfaktorer. Värdet på dessa dimensionerande värden är beroende av inre friktionsvinkeln, dränerad kohesion samt odränerad kohesion och beräknas enligt följande φ d = tan 1 ( tanφ γ Mφ η) (18) c d = c ud = c γ Mc c γ Mc u (19) (20) γ Mφ = 1,3 γ Mc = 1,3 γ Mcu = 1,5 Omräkningsfaktorn η antar ett värde som ligger inom intervallet 0,90 1,10 och vanligtvis användas medelvärdet η = 1,0. Omräkningsfaktorn beskriver ett stort antal osäkerhetsfaktorer, till exempel omfattning och kvalitet på den geotekniska undersökning från vilken geotekniska parametervärden har utvärderats och typ av brott som uppstår etc Grundvatten och porvattentryck vid jordtrycksberäkningar Vatten finns alltid i jorden och fyller ut hålrummen (porerna) mellan kornen/partiklarna och en grundvattenyta kan bestämmas. Precis som i jord så utbildas spänningar, eller porvattentryck som är den gängse benämningen, i vattnet på grund av dess egentyngd. Om grundvattenytan för enkelhetens skull antas vara horisontell råder ett hydrostatiskt grundvattentillstånd. Det kännetecknas av att porvattentrycket är 0 kpa på grundvattenytan och sedan ökar med 10 kpa per meter under denna. Olika faktorer kan ge upphov till ett porvattentryckstillstånd som avviker från det hydrostatiska, både ett högre trycktillstånd (porvattenövertryck) och ett lägre (porvattenundertryck). I den här rapporten behandlas enbart hydrostatiskt grundvattentillstånd. Vid spännings- och deformationsanalyser, betraktas som tidigare nämnts (se kapitel Spänningar i jord), enbart effektivspänningar, eftersom det är kornskelettet som bygger upp hållfasthet i jord och som deformeras. Vattenfasen har inte någon hållfasthet, och deformeras inte heller. Belastas vattenfasen kommer vattnet bara att strömma i porerna mot områden med lägre vattentryck. När det gäller jordtryck däremot, är det summan av de horisontalspänningar som överförs i kornskelettet och porvattentrycket som kommer att utöva en belastning mot en konstruktion. Vattenfasen måste alltså beaktas aktivt i en jordtrycksberäkning. Vatten är ett isotopt material, vilket innebär att spänningarna (vattentrycket) är lika stora i alla riktningar. Det betyder att en vattentryckskoefficient (Kw) kan definieras med ett värde som ansätts till 1,0. Jord är till skillnad från vatten i normalfallet ett anisotropt material, och har 23

36 jordtryckskoefficienter som avviker från 1,0. Tågordningen för att bestämma horisontalspänningar i jord är att först beräkna vertikalspänningarna och därefter horisontalspänningarna med hjälp av jordtryckskoefficienter. För att inte underskatta eller överskatta vattnets bidrag till horisontalspänningarna, bestäms först det effektiva jordtrycket (σ 0), beräknat med effektiva parametrar och med användning av jordtryckskoefficienter. Därefter adderas vattentrycket till det effektiva jordtrycket, varvid det totala jordtrycket fås. Det kan se lite märkligt ut att porvattentrycket först subtraheras från totalspänningarna för att få effektivspänningar och sedan, när det effektiva jordtrycket beräknats, återigen adderas till detta för att erhålla det totala jordtrycket. Men det blir effekten av att jordtryckskoefficienter och vattentryckskoefficienten är olika till storleken. Sett i termer kan följande uttryck anordnas P a = P a + P w (21) P p = P p + P w (22) Det ska dock noteras att medan porvattentrycket vid effektivspänningar betecknas med u, används beteckningen p w, i analogi med övriga beteckningar för laster, när vattnet utgör en belastning, u och p w är egentligen samma storhet Bottenupptryckning och hydraulisk bottenupptryckning Följande information är hämtat, om inget annat anges, ur boken Geoteknik Jordmateriallära- Jordmekanik av Sällfors (1999). Schaktningsarbete som utförs på en nivå under grundvattenytan medför vanligtvis att grundvattenytan måste sänkas i schakter, vilket innebär att schakten länshålls så att arbetet kan framskrida i torrhet. Jämfört med de ursprungliga portrycksförhållandena leder detta till att trycknivån sänks av i schakten vilket bildar ett gradientfält som skapar en strömning av vatten från områden med högre tryck till områden med lägre tryck. Beroende på jordart och storleken på gradientfältet (det vill säga hur mycket grundvattnet sänks i förhållande till det ursprungliga förhållandet) kan stabilitetsproblem uppstå i schakten på grund av vattenströmningen, men även på den tryckskillnaden som uppstår i jordar med låg vattengenomsläpplighet där ingen strömning i egentlig mening sker. Tre olika fall av instabilitet kan definieras; bottenupptryckning, hydraulisk bottenupptryckning samt hydrauliskt grundbrott. Vid dimensionering av schakter måste dessa tre verifieras. Om någon form av stödkonstruktion används kring schakter som är utförda till djup under grundvattennivån kan bottenupptryckning inträffa. Fenomenet innebär att schaktbotten pressar uppåt då vertikalspänningen strax ovanför botten blir större än jordens bärighet. Kohesionsjord är mest känslig för bottenupptryckning då jordens täta sammansättning orsakar ett omvänt bärighetsproblem vilket resulterar i att jorden utanför sponten sjunker medan schaktbotten höjs. Vanligtvis uppstår hydraulisk bottenupptryckning vid förhållanden då friktionsjord överlagras utav ett tätare jordlager till exempel kohesionsjord. Fenomenet uppstår då grundvattentrycket överstiger det tätare jordlagrets egentyngd vilket kan medföra att schaktbotten stiger. Samtidigt kan grundvattenströmningen orsaka en kraftig erosion vilket kan leda till att ett brott uppstår. Vidare kan mänskliga aktiviteter ge upphov till liknade förhållanden som till 24

37 exempel vid konstruktionen av en bottenplatta ovanför friktionsjord. Under innevarande förutsättningar fungerar bottenplattan som det tätare jordlagret vilket resulterar till att en hydraulisk bottenupptryckning sker. Om den uppåtriktade strömningsgradienten överstiger jordens egentyngd uppstår ett så kallat hydrauliskt grundbrott vilket resulterar i att schaktbotten kan bli uppluckrad eller flytande. Vanligtvis inträffar hydrauliskt grundbrott under liknande förhållanden som för hydraulisk bottenupptryckning (Sweco, 2013). 2.2 Temporära stödkonstruktioner Frischakt Följande delkapitel om frischakt är hämtat ur boken Schakta säkert en handbok om säkerhet vid schaktning av Tegesten et al. (2003) Metoden att utföra schaktgropar utan stödkonstruktioner vid stabilisering av schaktväggar benämns frischakt eller schakt med slänt (se Figur 19). Metoden nyttjar en slänt med stabil lutning på de omgivande schaktväggarna med syfte att upprätthålla en tillfredsställande säkerhet mot ras och skred. Vanligtvis eftersträvas frischakt, eftersom metoden, om den kan utföras, är mer ekonomiskt och arbetsmiljömässigt fördelaktig än någon form av stödkonstruktion. Generellt gäller att under förhållanden då det inte går att utföra frischakt utan en risk finns för ras eller skred ska schaktningsarbetet utföras med stödkonstruktioner. Stabiliteten hos slänten är starkt beroende av väderlek och de aktuella belastningar, samtidigt som geohydrologiska och geotekniska förhållanden i jorden också spelar en central roll. Genom att utföra ett antal stabilitetsanalyser för schakter som inte har en horisontell markyta och för schaktgropar vilka befinner sig i anslutning till omgivande byggnader och anläggningar verifieras stabiliteten och säkerheten. Figur 19: En schaktgrop utförd som frischakt eller schakt med slänt. Dimensionerande lutning på schaktslänten beräknas utifrån skjuvhållfastheten för de rådande jordlagren och hydrogeologiska förhållandena. Vid totalsäkerhetsanalys jämförs, enkelt uttryckt, förhållandet mellan skjuvhållfastheten och den rådande skjuvspänningen i jorden. Om säkerhetsfaktorn befinner sig inom intervallet 1,3 eller lägre finns det en risk för att ras eller skred kan inträffa. I friktionsjordar kan en säkerhetsfaktor runt 1,3 accepteras, eftersom 25

38 det i denna jordtyp uppstår brott som involverar mindre jordvolymer. Istället kommer jord på ytan av slänten att rasa ned till släntfoten till att släntlutningen gradvis blivit stabil. I en kohesionsjord däremot uppstår brott genom att stora jordvolymer involveras. Utförande och omgivningspåverkan Som tidigare nämnts kan schaktningsarbete ge upphov till ras eller skred. Det inträffar dels på grund av att de topografiska förhållandena ändras, dels på grund av att jorden avlastas varvid spänningsförhållandet ändras vilket inverkar på jordens egenskaper. Därför är det vid schaktningsarbeten generellt, och vid frischakt i synnerhet, viktigt att observera tecken på instabilitet. Det kan till exempel vara sprickbildningar i jorden intill schaktgropen (på krönet) eller jord som rasar ned i slänterna. En vanlig kontrollåtgärd är att sätta ett antal fluktar längs med släntkrönet så att rörelser mot schakten enkelt kan noteras. Placering av upplag och massor är vanligtvis reglerad då detta kan ge upphov till ras eller skred om placeringen sker för nära schaktgropens kant. Vanligtvis rekommenderas att ingen belastning får påföras jorden inom ett avstånd av 1 m från släntkrönet. Var grävmaskiner och annan tyngre utrustning kan placeras bestäms i varje enskilt fall genom stabilitetsanalyser. Det är inte ovanligt att särskilda förstärkningsåtgärder måste vidtas. Släntlutningen i friktionsjordar bestäms alltid efter de lägst uppmätta hållfasthetsvärdena för jorden för både vattenmättad samt torr. Vanligtvis är lutningen relativt flack på o vilket motsvarar ett höjd/längd-förhållande på 1:1,5 till 1:2. För- och nackdelar Vid schaktningsarbete eftersträvas frischakt på grund av att metoden är ekonomiskt och arbetsmiljömässigt gynnsam, parallellt som metoden är generellt mindre tidskrävande. Nackdelen med frischakt är att metoden kräver mycket utrymme vid sidan om schaktgropen, på grund av utbredningen av schaktslänterna. Detta medför att den inte lämpar sig i urban miljö eller annan miljö där utrymmet runt schakten är begränsat. Vidare är slänten känslig för väderlek och nederbörd som kan minska dess stabilitet och medför risk för ras eller skred. Därför täcks ofta schaktslänter, särskilt om schakten ska stå öppen under en längre tid, med till exempel presenningar Spont Vanligtvis vid schaktningsarbete kan det vara nödvändigt att bruka stödkonstruktioner med syfte att ta upp jordtryck. Den i särklass vanligaste stödkonstruktionen är konventionell stålspont. Men sponter används också för att ta upp jordtryck kring bland annat källarvåningar för att inte behöva dimensionera betongkonstruktionen för jordlaster. Denna tillämpning har än så länge bara använts i ett fåtal fall i Sverige. Utomlands som i till exempel Norge, är det en vanligen förekommande metod (Johansson, 2014). Det alternativ som ligger närmast till hands till att använda stödkonstruktioner är att utföra ett så kallat frischakt, vilket innebär att utföra schakterna med slänter från markytan ned till schaktbotten. Generellt varierar en spontkonstruktions längd samt tvärsnittsmått utifrån dels aktuella jordartsförhållanden och deras hållfasthetsegenskaper samt grundvattenförhållanden och dels schaktgropens dimensioner samt andra belastningar på markytan runt schakten. Baserat på det mekaniska verkningssättet, kan sponter delas in i två huvudgrupper, nämligen förankrad spont (antingen bakåtförankrad eller invändigt stämpad) och konsolspont. (Ryner et al, 1996) 26

39 En konsolspont kan ur mekaniskt verkningssätt liknas vid en konsolbalk ställd på sin högkant. Konsolsponten tänks vara mer eller mindre fast inspänd i sin nederkant och utböjningen (deformationerna) styrs i huvudsak av spontens böjstyvhet. Konsolsponter används huvudsakligen vid måttliga schaktdjup. Som tumregel brukar man säga att den totala längden på en konsolspont får vara högst ca 10 meter och att längden i jord ska vara dubbelt så lång som den fria längden i schakt (Se Figur 20). Det innebär att det maximala schaktdjupet för en konsolspont ligger runt 3 m. Fördelen med konsolsponten är dess enkelhet samtidigt som nackdelen är dess relativt stora utböjningar. Det krävs i regel stora rörelser för en lång konsolspont för att mobilisera jordtrycket. Vid större schaktdjup förankras sponten därför med dragstag, så kallat bakåtförankrad spont. Stagen kan antingen vara injekterade jordstag eller stag som borras ned i berg och injekteras fast (Se Figur 21). Stagen fästs i sponten med hjälp av hammarband, vilka har till uppgift att överföra och fördela förankringskrafterna. (Evans et al, 2012) L 2L Figur 20: Schaktgrop i sektion förstärkt med en konsolspont. Figur 21: Visar förankring av en spont i både jord och berg. Bilden till vänster är en förstoring av spontens hammarband (Brattberg, 2011). Den sponttyp som är mest förekommande i Sverige är den så kallade tätsponten. Generellt används denna spontteknik i de flesta jordar även jordlager som innehåller mycket vatten. I grovkorniga och i siltiga jordar kan det dock vara svårt att driva ned en tätspont och en annan sponttyp måste väljas. Uppbyggnaden kan variera något men oftast är den bestående av spontplankor som vanligtvis är gjorda i stål vilka låses fast i varandra med hjälp av kroklås. De vanligaste spontprofilerna är U- respektive Z-profiler (se Figur 22). Utöver dessa finns det 27

40 en stor variation på spontprofiler samt konstruktioner som till exempel berlinerspont, rörspont, plattspont, rälsspont, träsponter och sammansatta spontväggar av olika spontprofiler. (Ryner et al, 1996) Utförande och omgivningspåverkan Figur 22: Olika typer av spontprofiler (Tibnor, 2010). Följande stycke om utförande och omgivningspåverkan hos sponter är hämtad från studien Modified Sheet pile Abutments for Low-Volume Road Bridges av Evans et al (2012). Installationsmetoden skiljer sig något beroende på sponttyp och spontkonstruktion men oftast installeras sponter genom en neddrivning som möjliggörs utav vibrations- och slagutrustning. Generellt förankras sponten mellan de aktiva och passiva jordtryckszonerna med målet att sponten ska befinna sig i balans för att motverka excentriska lastfall. Spont kan även förankras med hjälp av stag vilket vanligtvis sker med borrning genom hål som gjorts i förväg i spontväggen och vidare in i den bakåtliggande jorden. Förankringen av stagen kan antingen utföras genom injektering till berggrunden eller om avståndet är för stort genom förankrade lösmassestag med en injekteringskropp i jorden. Därefter spänns stagen som fixeras i spontväggen med hjälp av hammarband upp till en spänningsnivå som minst motsvarar jordtrycket. Normalt uppkommer det deformationer i jorden vid spontningsarbete då spänningstillståndet ändras vid neddrivningen. Samtidigt kan det även bildas deformationer när sponten avinstalleras, under schaktningen eller om grundvattennivån förändras. Detta ger upphov till att ytterligare deformationer bildas bakom sponten vilka kan medföra förödande konsekvenser för intilliggande anläggningar och byggnader. Staginstallationer som genomförs vid uppförandet av förankrade sponter ger även de upphov till deformationer. 28

41 Nedan följer en mer ingående beskrivning av de deformationer som kan utbildas i samband med spontningsarbete. Vid installationen av en spont genom slagning uppstår det vibrationer vilka leder till utbildningen av deformationer bakom samt under sponten. Vibrationers storlek är starkt beroende av jordens sammansättning samt vilket slagningsredskap som används. Exempelvis har friktionsjordar som tenderar att vara packningsbenägna en tendens att sätta sig. Den borrning som ligger till grund för installationen av den förankring som används vid en förankrad spont kan ge upphov till deformationer. Dessa kan uppdagas på ett längre avstånd från sponten och är främst beroende på en omfördelning i jorden. Under schaktningsarbete utsätts jorden för stora rörelser vilket också leder till stora deformationer. Detta har en direkt koppling till utgrävningen av schaktgropen då den mothållande sidan försvinner. En medveten eller omedveten förändring av grundvattennivån kan orsaka att deformationer uppkommer, vilka kan resultera i sättningar. Parallellt kan felaktigheter under schaktningsarbetet eller en överbelastning av jorden ge upphov till deformationer och sättningar. När sponten dras upp ur jorden uppkommer det sättningar som orsakas av att utrymmet som sponten lämnar kvar fylls ingen av den omkringliggande jorden. Dragning utförs med hjälp av vibrationer som kan resultera i omlagringar. För- och nackdelar Fördelarna med spontning är bland annat den stora variationen av spontprofiler, vilka medför att denna stödkonstruktionsmetod i stort sett kan användas i alla möjliga jordstabiliserande projekt. En annan fördel är att spont kan utformas till att näst intill vara vattentät då spontväggen upprättas med igensvetsade spontlås eller med en försegling av något lämpligt material som till exempel epoxi. Det finns en rad olika nackdelar som försvårar eller omöjliggör brukandet av spont. Exempelvis kan jordar som har en stor förekomst av sten och block orsaka vridning och deformationer av spontplankan eller att neddrivning av plankan blir omöjlig. Under dessa förhållanden krävs omfattande förarbeten för att kunna installera sponten. Vidare, som tidigare nämnts, används enbart konsolsponter vid måttliga schaktdjup. Nackdelar finns även med förborrade stag som användas vid förankrade sponter. Bland annat är dessa stag inte lämpliga ur ett arbetsmiljömässigt perspektiv då cementspill i schaktgropen oftast uppstår. Stagen utgör också en merkostnad i både produktions- och installationsarbetet. (Ryner et al, 1996) 29

42 2.2.3 Jordspikning I följande delkapitel rörande jordspikning är informationen hämtad, om inget annat anges, från rapporten Nordisk vägledning för armerad jord och jordspikning av Svenska Geotekniska föreningen (2014). Jordspikning är en jordförstärkningsmetod med syfte att stabilisera slänter och schaktgropar med icke tillfredsställande stabilitetsförhållanden. Metoden går ut på att stålstänger i form av jordstag eller konventionella armeringsstänger successivt installeras i slänten (vanligtvis vinkelrätt mot slänten) vart eftersom schakten tas ut. En vanligt förekommande schaktetapp är ca 1-2 m, beroende på bland annat typ av jord. Efter att jordspikarna har installerats täcks släntytan med sprutbetong för att skapa en kaka som förbinder spikarna sinsemellan och möjliggör kraftöverföring och kraftfördelning. Betongkakan armeras vanligtvis med konventionella armeringsmattor. Anledningen till det är tvåfald. Dels blir oftast påkänningarna i betongen för stor för att den ska kunna utföras oarmerad, dels hjälper armeringen till att hålla betongen på plats tills den härdat i annat fall skulle betongen kasa ned längs slänten och lägga sig i hög vid släntfot. Innan efterföljande schaktetapp kan påbörjas måste både eventuell injektering av jordspikarna liksom den yttäckande betongkakan härda. En vanlig tidsrymd för detta är ca 7 dagar. För att det ska kunna mobiliseras friktionskrafter kring jordspikarna måste dessa röra sig något i jorden (dras ut), och man kan därför förvänta sig att det uppstår rörelser och deformationer i systemet. Jordspikarna ska ha tillräcklig längd för att kunna installeras förbi den kritiska glidyta som har bestämts utifrån traditionella stabilitetsanalyser (se Figur 23). Figur 23: Illustrerar en jordspiknings förstärkning av en slänt (MBS, 2010). Friktionskrafternas verkningssätt varierar beroende på om jordspikarna befinner sig i den aktiva eller passiva jordtryckszonen. Vanligtvis är friktionskraften i den aktiva zonen riktade från slänten och ut i schakten, vilket resulterar i att jordspikarna rör i sig ut från slänten. Samtidigt har friktionskrafterna i den passiva zonen en motsatt riktning, in mot slänten, vilket medför att rörelserna i den passiva zonen motarbetar rörelserna i den aktiva zonen. Detta samspel mellan spikarna och jorden skapar en sorts armerad kropp som är den huvudsakliga principen bakom förstärkningsmetoden. 30

43 Vidare finns det en varieration i jordspikarnas uppbyggnad, den vanligaste typen är ett armeringselement med en liten diameter som drivs igenom förborrade eller förslagna hål in i släntväggen och därefter injekteras fast om det behövs. Vanligtvis delas jordspikarna in i två typer, slagna och injekterade jordspikar. De slagna spikarna består generellt av armeringsjärn med ett varierande tvärsnitt som till exempel massivstång, ihålig stång samt vinkelstål och drivs direkt in i jorden. De injekterade jordspikarna består av självborrande stag. Den maximala friktionskraften som uppstår mellan jordspikarna och jorden eller armeringens dragkapacitet begränsar storleken på den maximala dragkraften som jordspikarna kan utsättas för. Även stansningen av stagen genom den yttäckande betongkakan utgör en begränsning. Samtidigt spelar hållfasthetsegenskaper, de förborrade hålens geometri, installationsteknik samt jordlagrens uppbyggnad en stor roll för lastöverföreningen och därmed jordspikarnas funktion. För en naturlig slänt eller schaktgrop bidrar jorden till att bygga upp skjuvhållfasthet vilket medför en nödvändighet att analysera jordmassans stabilitet. Liksom för frischakt är ett värde som befinner sig inom intervallet 1,3 eller lägre på säkerhetsfaktorn en indikation på en otillfredsställande stabilitet hos slänten. Finns det en stor risk för skred eller ras kräver det en förstärkning av slänten. Och om inte ras eller skred inträffar, kommer i vart fall stora deformationer i slänten att utbildas vid så låga (1,3) värden på säkerhetsfaktorn. Utförande och omgivningspåverkan Vid jordspikning delas installationsarbetet vanligtvis in följande steg: Förberedande arbete, schaktning eller preparering av släntfasaden, spikning, installation av dränering samt installation av fasad (betongkaka). I det inledande steget genomförs en rad olika kontroller för att kartlägga bland annat yt- och grundvattnet men även framställandet av provgropar för att undersöka jordens stabilitet på kort sikt etc. Kontrollerna har som syfte att möjliggöra utförandet av jordspikning. Beroende på om en schakt ska tas ut eller det handlar om förstärkning av en naturlig slänt, utförs kontroller på exempelvis schaktens toleranser i form av en godtagbar avvikelse för släntens lutning samt toleransen för de olika schaktetappernas höjder. Jordspikning delas in i två installationsmetoder nämligen direkt och borrad installation. Skillnaden mellan dessa är att den direkta utföras genom slagning, vibrering eller skjutning medan borrning och injektering utförs antingen med gravitations- eller tryckinjektering. Valet av jordspik är baserat på ett områdes jordartsförhållanden, samt vilken typ av konstruktion som eftersträvas. I siltiga jordar eller alltför grovkornig jord som innehåller sten och block går det inte att installera slagna jordspikar. Beroende på om det är en permanent eller temporär konstruktion, används olika jordspikar. Vid permanenta konstruktioner är det mer fördelaktigt att bruka injekterade spikar eftersom de har en bättre beständighet jämfört med de slagna spikarna, medan slagna är mer lämpliga vid temporära konstruktioner. Samtidigt har miljöaspekter, områdets korrosionspotential, portrycket en betydande roll vid valet av jordspik. Ett effektivt dräneringssystem en viktig del vid jordspikning eftersom yt- och grundvatten kan destabilisera förstärkningen genom ett vattentryck inifrån slänten mot betongkakan. Således är det viktigt med en fungerande dränering så väl under byggandet som under konstruktionens 31

44 livslängd. Samtidigt måste en fasad installeras för att motverka lokalt brott i släntens yta bland annat genom ett tunt lager sprutbetong på släntytan. För- och nackdelar Fördelarna med jordspikning jämfört med konventionella stödkonstruktioner är att metoden även lämpar sig för ojämna naturliga slänter. Jordspikning har inte lika stor påverkan på den omkringliggande miljön jämfört med stödkonstruktioner under eller efter byggandet. Vidare kräver metoden mindre utrymme vid installation vilket är idealt vid schaktgropar som befinner sig i urban miljö eller rural miljö med begränsat utrymme. (Prashant et al, 2010) Nackdelen med metoden är att rörelser längs med jordspikarna och i betongkakan kan förorsaka skador på byggnader och anläggningar på ett relativt stort avstånd från slänten. Samtidigt kan det vara nödvändigt att bruka ett stort antal spikar vid stabilisering av en slänt. Detta kan vara problematiskt om installationsarbetet befinner sig i anslutning till en större mängd ledningar och i jorden. Vidare kräver metoden en stor arbetsinsats i form av för- och installationsarbete. En nackdel kan också vara den med nödvändighet successiva uppbyggnaden i etapper med mellanliggande tid för härdning av injektering och betong. (Tuozzolo, 2003) Sekantpålning Sekantpålning är en metod som utnyttjar platsgjutna betongpålar för att skapa temporära eller permanenta stödkonstruktioner. Pålarna installeras med en viss överlappning vilket ger som resultat både en tät och bärkraftig stödkonstruktion. Sekantpålar indelas vanligtvis i primärpålar och sekundärpålar. Primärpålen installeras först tätt följt av sekundärpålen som installeras på ett avstånd som motsvarar % av primärpålens diameter. Sekantpålarna armeras olika beroende på vilken typ av stödkonstruktion som eftersträvas, förväntad belastning utmed väggen och utifrån krav på livslängd och hållfasthet. Generellt kan tre olika kombinationer av primärpålar (hårda) och sekundärpålar (mjuka) identifieras, hård/ hård, hård/mjuk och hård/fast (se Figur 24). Innebörden av dessa kombinationer kan förklaras med vilka pålar i stödkonstruktionen som är armerade. Vid hård/hård är alla pålar armerade medan i hård/mjuk och hård/fast är bara varannan påle armerad. Samtidigt finns det en skillnad i pålarnas cementblandning då de hårda/mjuka pålarna till exempel kan bestå av cement, flygaska, bentonit och slagg medan de hårda/fasta pålarna endast består av betong. 32

45 Figur 24: Modell över vilka armeringskombinationer som kan användas vid sekantpålning (Åhnberg, 2004). Valet av kombination enligt ovan beskrivning beror främst på om det är en temporär eller permanent konstruktion. Generellt brukar kombinationen av hård/hård användas i permanenta konstruktioner medan hård/mjuk används i temporära konstruktioner. Kombinationen av hård/fast utgör ett sorts mellanting, vilket gör att den både kan brukas som en permanent och en temporär stödkonstruktion. Beroende på de rådande förhållandena kan pålarna konstrueras med en diameter mellan 0,3 m och 2 m. Samtidigt kan den färdiga konstruktionen bestå av en varierande storlek på primär- samt de sekundärpålarna. Den bakomliggande orsaken till varför diametern på pålarna är begränsade till det givna intervallet är dagens existerande borrdiameter hos installationsmaskinerna.(åhnberg, 2004) Utförande och omgivningspåverkan Vid installationsarbetet upprättas alltid en så kallad styrvägg med syfte att säkerställa positionen på pålarna samt att verka som ett motstånd för installationsmaskinerna. Hålen borras i en bestämd sekvens beroende på om det är en primär eller sekundär påle. Borras sekundärpålen för tidigt finns det en risk att primärpålen skadas om betongen inte har härdat ordentligt. Samtidigt får inte en längre tid passera då betongen kan erhålla en allt för hög hållfasthet som försvårar borrningen. Tidigare var det vanligt att tillverka pålarna med samma hållfasthet men i dagsläget har man övergått till hållfasthetsskillnader mellan pålarna. Motivet till detta är främst att underlätta installationen av sekundärpålen mellan primärpålarna då en lägre hållfasthet är produktionsmässigt mer fördelaktigt då det blir enklare att borra i vilket medför en snabbare installation av sekundärpålen. (Lindquist et al, 2012) För att säkerställa borrning under olika jordförhållanden används olika borrtekniker vid installationen av pålen. Vanligtvis används CFA-tekniken (Continuous Flight Auger) vilket är ett borrhuvud med benämningen Auger som drivs ner i marken för att installera grävpålar. Även foderrörsborrning används då ett rör först drivs ned i marken. Röret grävs sedan ur med skopor, roterande borrar eller annan specialutrustning (Åhnberg, 2004). 33

46 Efter att utgrävningen av borrhålet är avslutat (se Figur 25), påbörjas gjutningen av pålen som är beroende av vilken borrmetod som har använts. Under förhållanden då CFA-tekniken har använts höjs borren något från marken med syfte att en plugg kan lossas eller att ett utpumpningshål blottas. Sedan förs betong ned i hålet samtidigt som borren roterar under uppdragningen. När borren är uppdragen trycks eventuellt en armeringskorg ner i blandningen parallellt som ett tillsatsmedel kan blandas in för att ge betongen mer plastiska egenskaper, alternativt kan vibrerande utrustning brukas för att underlätta denna process (Keller, 2010). För- och nackdelar Figur 25: Inledande installationsprocess vid sekantpålning (Keller, 2010) Sekantpålning påverkar den omkringliggande jorden mindre än de mer konventionella metoderna då den är nästintill vibrationsfri. Detta medföra att sekantpålar kan nyttjas i sättningskänsliga områden, som exempelvis i stadsmiljö, men även vid svåra grundvattenförhållanden då den inte påverkar grundvattennivån särskilt mycket. Korrekt utförda pålar kan placeras så nära som 1 1,5 m från befintliga byggnader samtidigt som det uppkommer mindre buller än vid mer konventionella metoder. En stor fördel med utformningen av sekantpåleväggar är flexibiliteten hos pålarna som inte behöver installeras i räta linjer utan kan anpassas efter önskad geometri. Detta innebär också att störande ljud och vibrationer under installationsarbetet är små. Vidare är metoden mer användbar i stenig- och blockig jord. Nackdelarna med sekantpålning är bland annat att de vertikala toleranserna kan vara svåra att innehålla för djupa pålar, samtidigt som det kan vara svårt att uppnå en helt vattentät konstruktion mellan skarvarna. Neddrivning av foderrör med hydraulisk hammare kan medföra ljud och vibrationer. Vibrationsnivåerna kan öka något under förhållanden då mejsling av block eller om oscillerande utrustning används.(åhnberg, 2004) Slitsmurning Metoden slitsmurning innebär att stödväggar konstrueras direkt i marken. Väggarna tillverkas i paneler som tillsammans bildar en mur med en varierande tjocklek mellan 0,4 m och 1,5 m och i bredd mellan 2,4 m till 7 m. Tillverkningsprocessen består av olika moment men vanligtvis installeras en ledvägg följt av att slitsen grävs ur samtidigt som den stabiliseras av 34

47 en stödvätska, vanligtvis bentonit (se Figur 26). Vidare sänks en armeringskorg ner i slitsen innan gjutningsarbetet inleds. Beroende på vilken produktionsmetod som används kan slitsmurar framställas under de flesta geotekniska förhållanden. Dock är det fördelaktigt att föra ned slitsmuren till fast berg eller fastare jordlager med syfte att befästa väggen i den passiva jordtryckszonen (Alén, 2006). Figur (26): Samtliga steg i installationsprocessen för slitsmurning (Bacsol, 2014) Utförande och omgivningspåverkan Som tidigare nämnts består muren av paneler som vanligtvis tillverkas under installationsarbetet. Det finns dock en variation i produktionsmetoderna för panelerna, vilka styrs av de geotekniska förhållandena, djupet på muren samt mängden paneler som ska tillverkas. Generellt delas metoderna in i slitsar utförda med gripskopor eller fräsutrustning. De inledande stegen i produktionen är dock i princip identiska för de båda metoderna. (Alén, 2006). Först installeras en ledvägg på båda sidor om den kommande muren med syfte att förmå stödkonstruktionen att placeras på rätt plats samt att underlätta för utgrävningsmaskinerna. Samtidigt kan väggen verka som en stödkonstruktion för den övre delen av slitsen då trycket från stödvätskan inte är tillräckligt högt för att stadga slitsens överdel. Vidare som tidigare nämnts sker utgrävningen med specialmaskiner antingen utrustade med gripskopor eller fräsar. Vanligtvis har maskinerna som utrustas med gripskopor en kapacitet att gräva ur slitsar ner till ca 100 meters djup och kräver endast ett begränsat utrymme att jobba på. Specialmaskinerna som nyttjar fräsutrustning klarar av större djup, upp mot ca 150 meter. De används under förhållanden då hinder kan påträffas i marken som till exempel gamla pålar, eller om det ska fräsas ner en bit i fast berg. De har även möjligheten att överlappa en 35

48 intilliggande panel om det önskas, och vid förhållanden då noggrannhet eftersträvas, är fräsutrustningen mer lämplig eftersom den har en bättre vertikal precision jämfört med gripskopan. Som tidigare nämnts används en stödvätska för att hålla schakten stabila under urgrävning. För att vätskan ska förmås att stanna kvar i slitsen bör den förutom att stabilisera schakten också medföra en täthet mot omgivande jord. Vanligtvis används en bentonitblandning men även andra vätskor kan användas beroende på jordens permeabilitet. Under förhållanden då den omkringliggande jorden besitter en hög permeabilitet måste stödvätskans viskositet anpassas så att den förhindras att rinna ut i den omkringliggande jorden. Ett läckage av stödvätskan kan riskera stabiliteten hos slitsen (Lager et al, 2005). Efter att utgrävningen av schakten är avslutad förs en prefabricerad armeringskorg ned i stödvätskan. Därefter gjuts panelen genom undervattensgjutning vilket innebär att betongen tränger undan stödvätskan på grund av sin högre densitet. Det är viktigt att under gjutningen veta gjutrörets position i förhållande till betongnivån i slitsen så att betongen inte blandas med stödvätskan. Samtidigt måste stighastigheten under gjutningsarbetet överstiga 3 meter per timme (Alén, 2006). För- och nackdelar Metoden utövar en mindre omgivningspåverkan i egenskap av buller, vibrationer samt grundvattensänkning jämfört med vanligare metoder som stålspont. Detta leder till att metoden lämpar sig bra i tätbebyggd miljö och annan sättningskänslig jord. (Lager et al, 2005) Slitsmurning kan användas i nästan alla jordtyper. Produktionsmetoderna medför att slitsar kan installeras på mycket stora djup. Problemet med slitsmurar är att det är problematiskt att få dem helt vattentäta då det är svårt att få täta fogar. Sprickbildning mellan panelerna medför också en ökad vattengenomsläpplighet. Detta påverkar omgivningen med en eventuell grundvattensänkning på utsidan av konstruktionen (Alén, 2006). 2.3 PLAXIS 2D Följande information är hämtat, om inget annat anges, ur manualen PLAXIS 2D Tutorial Manual Anniversary Edition av PLAXIS (2014). PLAXIS 2D är ett analysprogram som är baserat på finita elementmetoden och speciellt utvecklat för att geotekniska tillämpningar. PLAXIS finns både för tvådimensionella och tredimensionella analyser. Inom ramen för detta arbete har den tvådimensionella versionen använts. Programmet är uppdelat i olika moduler som gås igenom i kronologisk ordning; en indatamodul, en modul som genererar elementnätet och andra indata som måste genereras till exempel porvattentrycksfördelningen, en beräkningsmodul och slutligen en modul som används för att redovisa och analysera beräkningsresultatet. I indatamodulen genereras en geometrimodell med utgångspunkt från det geotekniska projekt som ska analyseras. Tanken är att modellen ska förenkla verkligheten så långt som möjligt utan att verkligheten förloras. I den tvådimensionella versionen av programmet kan antingen plana beräkningar göras eller axisymmetriska beräkningar. Med hjälp av punkter, geometriska linjer och ytor skapas modellen som sektion i ett plan. Modellen delas in subområden som motsvarar de olika jordlagren och dessa tilldelas relevanta parametervärden. 36

49 I beräkningsmodulen beräknas deformationer, förskjutningar och spänningar, inklusive porvattentryck. Det finns en möjlighet i PLAXIS att också utvärdera säkerheten mot brott, men endast om man använder Mohr-Coulomb:s jordmodell. Den kallas c-fi-analys och går kortfattat ut på att de karakteristiska värdena på kohesionen (c eller cu) och inre friktionsvinkeln ( ) successivt skalas ned med en faktor till dess att brott uppstår. Det värde som faktorn då har motsvarar i stort sett en traditionell säkerhetsfaktor som bestäms med klassiska beräkningsmetoder. Överensstämmelsen blir störst om det är en homogen jordlagerföljd. Vid en inhomogen jordlagerföljd med svagare och starkare jordlager kommer det brottplan som bestäms med PLAXIS-analysen att avvika från det cirkulärcylindriska, som av praktiska skäl används i den klassiska metoden, att avvika och därmed kommer det även att vara skillnad i beräknad säkerhetsfaktor. PLAXIS beräkningsmodul är uppbyggd i så kallade sekvenser, där olika förändringar i geometrin analyseras i varje sekvens. På så sätt kan en successiv byggnadsprocess analyseras i de etapper den utförs. I den första beräkningssekvensen bestäms alltid initialspänningarna och eventuella förändringar i geometrin introduceras först från andra beräkningssekvensen. I utdatamodulen kan man dels se spänningar och deformationer/förskjutningar i form av vektorer och isolinjer, dels själv skapa grafer från godtyckligt valda punkter i geometrin, vilka definieras innan beräkningen börjar. Man kan till exempel följa hur spontens överkant deformeras i horisontal- och vertikalled genom att definiera en punkt för redovisning av utdata i spontens överkant. Utdatamodulen visar även om grundbrott sker i geometrin, detta visas genom att nodnätet inte hänger ihop och beräkningen inte kan konvergera. I programmet kan olika jordmodeller användas. Jordmodellerna innehåller olika konstitutiva villkor, det vill säga, villkor via någon form av deformationsmodul relaterar spänningar till deformationer. Beroende på vilken jordmodell som väljs erhålls olika resultat. En viktig uppgift när PLAXIS används är alltså att förstå jordens beteende och även kunna relatera beteendet och de olika lastsituationer som jorden kommer utsättas för under analysen så, att lämpliga jordmodeller väljs. I denna rapport kommer dock enbart Mohr-Coulomb:s jordmodell att användas. Det är den som vanligtvis används i geotekniska sammanhang, och också den modell som samtliga klassiska analytiska analysmetoder baseras på (Das, 1990). Mohr-Coulomb:s jordmodell (MC) Mohr-Coulombs jordmodell beskriver deformationsförloppet till uppkomsten av brott, vilket i den enklaste formen sker med ett linjärelastisk-stelt idealplastiskt förlopp. För Mohr- Coulomb:s jordmodell erfordras i PLAXIS ingångsparametrarna (enligt Tabell 1); jordens tunghet ovan och under grundvattenytan, friktionsvinkeln, dilatationsvinkeln, kohesionen, elasticitetsmodulen samt tvärkontraktionstalet och K0-värdet. 37

50 Tabell 1: Egenskaper med tillhörande symboler. Tungheten Friktionsvinkeln Dilatationsvinkeln Elasticitetsmodulen Kohesionen Tvärkontraktionstalet φ Ψ E c v 38

51 3 Analys och resultat 3.1 Förutsättningar för projektet i Akershus Projektet utförs i rural miljö, vidare planeras sedimenteringsbassängen att byggas intill den bergvägg där tunnelarbetet är planerat med angränsande vattendrag på motstående sida (se figur 27). Avståndet mellan bergväggen och slänten till vattendraget är 8 meter. Jordlagret från markyta ned till berggrund (som påträffas efter 14,5 meters djup) består av en siltig morän. Grundvattenytan är belägen 1 meter under markytan. Figur(27):Områdesförutsättningar i sektion. I Figur 28 framgår dimension på den planerade sedimenteringsbassägen. Placering av schakten är planerat att utföras på den 8 meter plana markyta som ses i Figur 27. 3m 10m 5m Figur 28: Dimension på sedimenteringsbassängen. 39

52 3.2 Utvärdering av temporära stödkonstruktionsmöjligheter Följande delkapitel är baserat på diskussioner med geoteknikexperten Lars Johansson (2014) i kombination med en analys av stödkonstruktionernas förutsättningar som finns beskrivna i kapitel 2.2 Temporära stödkonstruktioner. Kriterier för att välja stödkonstruktion styrs av en rad olika faktorer, ofta tar man hänsyn till följande parametrar: Jordens egenskaper exempelvis om ett projekt är avsett att utföras i en kohesions- eller friktionsjord. Beroende på fastheten och kornstorleksfördelningen i jorden kan en kraftigare spontprofil behöva användas för att ta höjd för påfrestningar under själva installationen. Omgivande miljö närhet till exempelvis vatten, vägar, hus och berg. Processmetoder vilken typ av konstruktion entreprenaden föredrar att använda, baserat på erfarenhet och vana. Framdrift vilken metod som är tidsmässigt fördelaktig. Praktiska faktorer vilken typ av stödkonstruktionsmaterial som finns tillgängligt hos entreprenaden. Vid mindre projekt, där stödkonstruktioner används, är det inte vanligt förekommande att man kombinerar olika typer av stödkonstruktionslösningar. Detta på grund av initieringskostnader men även för att behovet ökar av olika typer av maskiner och material. Sedimentationsbassängen i referensprojektet räknas till ett mindre projekt och således bör man använda sig av samma stödkonstruktionsmetod på alla sidor i syfte att stabilisera schakten Frischakt De geometriska begränsningarna är främsta anledningen till att frischakt inte går att använda som stödkonstruktionsmetod i referensprojektet. Frischaktets slänt måste grävas i, motsvarande eller mindre lutning, än jordens friktionsvinkel. Vanligtvis används släntlutningen 1:2 eller 1:1,5. Kravet på vinkel medför att slänten breder ut sig i plan och blir därmed platskrävande. Närheten till berg på fastlandssidan och den förhållandevis korta distansen till vatten på motstående sida omöjliggör på grund av platsbrist denna stödkonstruktionsmetod Slitsmurning Slitsmurning kräver, som tidigare nämnts, en relativt omfattande process där betong och armering måste forslas till platsen och flera olika arbetsmoment måste utföras innan slitsmuren är färdiginstallerad. Metoden används vanligtvis i större projekt och där djupare schakt krävs. Omfattningen av installationsprocessen i kombination med storleken på referensprojektet utesluter slitsmurning som stödkonstruktionsmetod. 40

53 3.2.3 Sekantpålning I stora drag installeras och utförs sekantpålar enligt samma grundprinciper som slitsmurar. Metoden är väl passande referensprojektet med avseende på sekantpålens knappa påverkan på omliggande grundvattenförhållanden och goda egenskaper i grövre jordar. Då referensprojektet är av mindre skala åsidosätts sekantpålning som alternativ då den kräver en omfattande installationsprocess och tidsåtgång. Exempelvis måste betongen härda innan schaktarbeten kan påbörjas, vanligtvis tar detta 7 dygn Jordspikning Jordspikning som stödkonstruktionsmetod används i regel i större och djupare schakt där jordspiken har möjlighet att mobilisera en friktionskraft längs med spikarna. I referensprojektet är schaktgropen för liten för att maskinerna som driver in jordspikarna ska få plats men även massan av jord för liten och instabil. Instabiliteten beror på grundvattennivån i närheten av vattendraget och att jordspikarna i regel inte görs kortare än 5-6 m vilket hade resulterat i att spikarna näst intill drivits ut i vattendraget, och därmed inte kan mobilisera någon kraftupptagning överhuvudtaget Bakåtförankrad spont Precis som metoden med jordspikning används ofta stag som är förankrade i jorden bakom sponten och monterad med hammarband på sponten. Syftet är detsamma som med jordspikning alltså att mobilisera en friktionskraft från jorden runt stagets förankringskropp eller alternativt, där så är möjligt, att förankra stagen i berggrund genom injektering. I referensprojektet saknas, precis som vid jordspikning, de installationsytor som krävs i schakten, men även det faktum att stagen inte kan mobilisera någon kraft från jordmassorna som ligger intill vattendraget, jfr avsnittet om jordspikning ovan Stämpad spont Vid stämpad spont används förankring invändigt istället för med utvändiga stag. Oftast består stämpen av konventionella balk- eller rörelement som monteras mot sponten med hammarband. Stämpad spont har inte behandlats i denna rapport men skulle kunna vara ett alternativ på stödkonstruktionslösning i det aktuella fallet Konsolspont I referensprojektet är konsolspont den metod som är fullt bruklig som temporär stödkonstruktionsmetod. Metoden kräver inte större ytor för att kunna installeras. Den kan användas i både små som stora projekt och den kan i stor utsträckning anpassas utifrån de mest vanligt förekommande jordarterna. Den kommer därför att vara föremål för föreliggande parameteranalys. 41

54 3.3 Handberäkning för konsolspont Bakgrund För att skapa en utgångspunkt i parameteranalysen krävs det ett antagande av en spont profil i den interaktiva fasen i PLAXIS 2D. För att kunna skapa en överblick över storleken på de krafter som verkar på konsolsponten, och därmed bestämma profil, är det vanligt att man utför en handberäkning och genom resultatet i den inleder sin studie och dimensionering. I en handberäkning för konsolsponter är det främst jordtrycket på konsolsponten man undersöker för sedan ta fram de moment sponten utsätts för (Johansson, 2014) Förutsättningar En förenkling av det verkliga referensprojektets omgivning och jordförhållande genomförs för att möjliggöra utförandet av en handberäkning. Schaktdjupet i referensprojektet är 4 meter, vilket är det minsta kravet då sedimenteringsbassängen är 3 meter djup. En riktlinje vid projektering av konsolsponter är att spontlängden under schaktbotten bör vara dubbelt så lång som synlig spont i schaktet. Då djupet i schaktet är 4 meter innebär det att spontlängden totalt uppgår till 12 meter. För att ersätta den last som uppkommer då maskiner (för bland annat installation av sponten) befinner sig markytan appliceras en utbredd last på 15 kpa bakom sponten. Ett homogent jordlager bestående av silt har valts för att efterlikna de verkliga förhållandena. Efter genomförda förenklingar ser modellen ut enligt Figur Beräkning Figur 29: Förenklad modell av referensprojektet. Följande jordtrycksberäkningar inklusive jordtrycksparameterar är utförda och hämtade enligt Kompendium i geoteknik för byggingenjörerna på Malmö högskola (Johansson, 2013). Tågordningen för att beräkna jordtrycket är att man i en inledande fas tar fram de dimensionerande värdena på laster och materialparametrar. 42

55 Därefter beräknas jordtryckskoefficienter och slutligen beräknas jordtrycket på valda djup (där förväntad spänningssituation förändras) genom jordlagret under markytan. I föreliggande beräkning har jordtrycket beräknats på följande djup (markerade med svart prick) enligt figur figur 30. Figur 30: Beräkningspunkter i modellen. Följande jordtrycksparametrar har använts för handberäkningen (se Tabell 2). Observera att friktionsvinkeln och kohesionen är korrigerade efter säkerhetsfaktorn 1,3 då den karakteristiska friktionsvinkeln är 30º (φ k) och kohesionen är 5 kpa (c k). Tabell 2: Dimensionerande värden för materialparametrar. JORDTYP MATERIALPARAMETER DIM. VÄRDEN SILT Skrymtunghet (γ) 17 kn/m 3 Vattenmättad tunghet (γm) 21 kn/m 3 Friktionsvinkel (φ d) 23,9º Kohesion (c d) 3,85 kpa Jordtryckskoefficienterna för silten bestäms på både den aktiva och passiva jordtryckszonen. Eftersom den jord som betraktas i beräkningen innehåller både kohesion och friktion måste jordstrycksparametrar användas som tar hänsyn till dessa. Genom att applicera de dimensionerade värdena i följande formler, enligt ekvation (13-16) erhålls koefficienterna. 43

56 K A = tan 2 (45 o φ d 2 ) K A = tan 2 (45 o 23,9o 2 ) = 0,42 K AC = 2 tan (45 o φ d 2 ) K AC = 2 tan (45 o 23,9o 2 ) = 1,3 K P = tan 2 (45 o + φ d 2 ) K P = tan 2 (45 o + 23,9o 2 ) = 2,36 K PC = 2 tan (45 o + φ d 2 ) K PC = 2 tan (45 o + 23,9o 2 ) = 3,07 Nästa steg är att upprätta två tabeller, för aktivt jordtryck respektive passivt jordtryck. I föreliggande beräkning råder aktivt jordtryck för hela jordlagret medan det passiva råder från schaktbotten (4 m) och ned till spont underkant (12 m), ekvation (15-16) använda. Eftersom schaktgropen dimensioneras med en yttre last (15 kpa) adderas den med parametern σ 0 i beräkningen av p A. Resultatet redovisas i Tabell 3 och 4. Tabell 3: Beräkningar för aktivt jordtryck. z (m) σ o (kpa) u (kpa) σ o (kpa) p A (kpa) p w (kpa) p A (kpa) ((15 + 0) 0,42) (1,3*3,85) = 1, (( ) 0,42) (1,3*3,85) = 8, (( ) 0,42) (1,3*3,85) = 22, (( ) 0,42) (1,3*3,85) = 59,26 0 1,3 0 8, , ,26 Tabell 4: Beräkningar för passivt jordtryck. z (m) σ o (kpa) u (kpa) σ o (kpa) p P (kpa) p w (kpa) p P (kpa) (0 2,36) + (3,07*3,85) = 11, (88 2,36) + (3,07*3,85) = 219, , ,49 För att identifiera de resulterande krafterna på sponten beräknas därefter nettojordtrycket enligt ekvation (17). Då man för in resultatet för P Netto i ett diagram erhålls Figur 31 där jordtrycksfördelningen över hela spontkonstruktionen är visualiserat. 44

57 (kpa) 0 4 Figur 31: Jordtrycksdiagram över sponten. För att få en mer precis bild över nettojordtrycket genomfördes en beräkning enligt samma modell i Excel (se Bilaga 3) dock med skillnaden att ett tätare intervall (10 cm) genom hela jordlagret beräknades. Resultatet för beräkningen visas i Figur (m) 45

58 (kpa) Figur 32: Jordtrycksdiagram över sponten Genom att följa beräkningen i Bilaga 3 och se var nettojordtrycket (tvärkraften) på sponten är noll, se gulmarkerade rutor i bilagan, kan man identifiera var det största momentet, sponten utsätts för, verkar. Momentmax, som är grönmarkerat i Figur 32, hittas mellan 5,8 m och 5,9 meter ned från spontöverkant. Därefter delas jordtrycksbilden in i geometriska ytor, trianglar och rektanglar. Kraftresultanterna (röda pilar) räknas ut som arean av respektive geometriska yta. För den översta triangeln blir kraftresultanten sålunda P a1 = 1,0 8 2 = 4 kpa (23) När samtliga resulterande kraftresultanter har beräknats, bestäms momentet kring den gröna cirkeln genom att beakta respektive hävarm. Det så erhållna momentet blir M = 1824 knm/m. Erforderlig böjstyvhet för sponten kan därefter beräknas som W = M f yd = = 6162 cm3 (24) (m) 46

59 Maximalt moment (knm/m) där W = böjstyvhet f yd = dimensionsvärde, sträckgräns för konstruktionsstål. 1 Detta i sin tur leder till ett behov av minst spontprofil AZ-50. Detta är en mycket kraftig profil som inte är vanligt förekommande för denna typ av anläggningsarbeten (används vanligtvis vid kajförstärkningar och liknande där till exempel stor avrostningsmån måste finnas). Orsaken till att denna kraftiga profil bestäms är det stora momentet som uppstår i sponten. Denna situation kommer sannolikt inte att uppstå i verkligheten enligt Johansson (2014). Vid en klassisk beräkning, som i denna handberäkning, antas nämligen att fullt passivt jordtryck utvecklas längs med hela sponten. För att passivt jordtryck ska kunna mobiliseras krävs att sponten förskjuts mot jorden. Ett fullt utbildat passivt jordtryck kräver relativt stora utböjningar, och ju längre sponten är desto större utböjningar erfordras. Det är just av den anledningen som konsolsponter vanligtvis begränsas till en längd av maximalt 10 m, vilket innebär ett maximalt schaktdjup av ca 3 m. I annat fall kommer sponten inte att förskjutas eller utböjas så mycket som krävs för att utveckla det passiva jordtrycket fullt ut, och då kommer inte heller kraftspelet och momentet att överensstämma med en klassisk beräkning. Görs motsvarande handberäkning för ett schaktdjup av 2,5 m istället för 4 m, kommer det maximala momentet som utbildas i sponten att bli Mmax = 300 knm/m. Maximalt moment som funktion av schaktdjupet för en konsolspont under de förhållanden som råder vid denna aktuella plats visas i Figur Schaktdjup (m) Figur 33: Maximalt moment i sponten vid olika schaktdjup. För beräkningarna som ligger till grund för Figur 33 har ett enkelt program som utvecklats hos Reinertsen använts. Programmet tar med flera relevanta parametrar för spontdimensioneringen, som exempelvis att inte hänsyn tas till råheten mellan sponten och 1 I det här fallet har stål med sträckgränsen f yk = 355 MPa antagits en mycket vanlig stålkvalitet i anläggningssammanhang. Dimensionerande sträckgräns blir då f yd = f yk /( m n ). ansätts till 1,0 och till 1,1 (beroende på säkerhetsklass) enligt Sponthandboken (Ryner et al., 1996). Detta ger f yd = 296 MPa. 47

60 jorden utan antar att spontväggen är helt glatt. Detta ger en mer exakt beräkning än den enkla handberäkningen, och därför avviker resultatet något från den tidigare redovisade handberäkningen för det aktuella schaktdjupet. Bilden är dock entydig, att för schaktdjup som är större än ca 3 m visar klassiska brottgränsberäkningar att momenten blir allt för stora för att konsolspontsalternativet ska kunna väljas. Den klassiska beräkningen utgår dock från plana förhållanden, det vill säga, att konstruktionen (sponten i det här fallet) är oändligt lång i planet vinkelrätt mot pappret. Så är inte fallet i verkligheten. I många fall har spontkonstruktioner en sådan begränsad utsträckning att tredimensionella effekter utbildas vilket innebär att de olika sidorna av sponten stöttar upp varandra. Detta är mycket svårt att spegla i en klassisk beräkning. Med en PLAXIS-beräkning kan en mer nyanserad bild av det jordtryck som utbildas mot sponten erhållas, där fullt utvecklat passivt jordtryck enbart utvecklas mot en begränsad del av spontlängden. Vidare kan hänsyn tas till att schaktgropen är liten och också att två sponter finns installerade på ett relativt litet avstånd från varandra i planet som analyseras, och som därmed påverkar varandras spännings- och rörelsemönster. Sammantaget är erfarenheten att en PLAXIS-beräkning kan ge en mer rimlig bild av systemet och därmed också ge rimligare värden på det moment som utvecklas i sponten. 3.4 Analys av konsolspont med PLAXIS Bakgrund Vid analys med PLAXIS ges möjligheter att beakta ett flertal olika aspekter som en klassisk beräkning inte ger utrymme för. Detta kan vara till exempel att det passiva jordtrycket inte utvecklas fullt ut längs hela spontens längd, eller att olika delar av spontkonstruktionen bidrar till att styva upp varandra (tredimensionella effekter). Allt detta påverkar kraftspelet i systemet jord-stödkonstruktion och därmed de snittkrafter och moment som utbildas i sponten. En klassisk analys utförs enbart i brottgränstillståndet, det vill säga enbart spänningar och krafter beräknas, men inga deformationer eller förskjutningar. I PLAXIS beräknas förutom spänningar och krafter även deformationer och förskjutningar. Genom att ett flertal olika aspekter kan beaktas i en PLAXIS-beräkning kan även känslighetsanalyser utföras, där värdet för olika signifikanta parametrar kan varieras inom rimliga intervall, liksom geometrin, allt för att undersöka vad som främst påverkar kraft- och spänningssituationen. Därmed erhålls värdefull information inte bara om hur systemet jordspont beter sig, men också om vilka parametrar som det är viktigt att ha god kontroll över, och även, i förlängningen, vilka indata som det är viktigt att bestämma noggrant. Inom ramen för detta arbete har en förenklad känslighetsanalys utförts, där några olika parametrar och geometrier har varierats. En komplett känslighetsanalys skulle ha utförts på ett mer systematiskt sätt och resultatet också behandlats på ett mer ingående sätt. Bland annat skulle så kallad faktoranalys ha kunnat användas (Johansson, 2014). Vid dimensionering i PLAXIS måste en spontprofil med verkliga egenskaper läggas in i modellen. Samtidigt känner man från början inte till vilken profil som kommer att erfordras det är ju det som själva beräkningen ska visa. Därför blir processen iterativ. En spontprofil antas och sedan jämförs beräknat moment mot den momentkapacitet den valda profilen har. Om vald 48

61 spontprofil är för klen, dvs. om den inte har tillräcklig momentkapacitet, väljs en kraftigare profil och beräkningen görs om. Detta förfarande har tillämpats även vid nu utförd dimensionering. Dock redovisas inte de iterativa beräkningarna, utan endast den slutliga beräkningen, där spontprofilen i beräkningen har tillräcklig momentkapacitet. Beräkningar redovisas för profilen AZ26, vilket är den klenaste profilen som har erforderlig momentkapacitet. Även andra profiler än AZ26 med motsvarande böjstyvhet kan självfallet också användas Modell En PLAXIS-beräkning börjar med att bygga upp en modell, både geometriskt och jordmekaniskt. Den geometriska modellen för ursprungsberäkningen visas i Figur 34. A q = 15 kpa Botten på vattendrag Vattendrag siltig Morän Markyta Berggrund Spont AZ26 Figur 34: Ursprungsmodell för PLAXIS-analysen. Den del av geometrin som är ovanför markytan (markerad A i figuren) används enbart för att möjliggöra att konstruktionsdelar, till exempel sponten, ska kunna dras upp ovanför befintlig markyta. I övrigt tas denna del av modellen bort i ett inledande steg och påverkar inte beräkningarna. I detta fall förekommer endast en jordart i jordlagerföljden, siltig Morän. Den har getts följande parametervärden i PLAXIS-analysen, se Tabell 5. Grundvattenytan och även vattenytan i vattendraget har antagits till att ligga 1 m under markytan. Det är antaget att vattenytan i vattendraget sträcker sig in i jordlagerföljden också så, att grundvattenytan överensstämmer med vattennivån i vattendraget. Det är ett rimligt antagande vid så små avstånd från vattendraget som det rör sig om i detta exempel. En ytlast på q = 15 kpa har ansatts bakom sponten för att ta höjd för till exempel entreprenadmaskiner och materialupplag precis som för handberäkningen. För ytan mellan sponten och vattendraget tillåts av stabilitetsskäl dock ingen sådan belastning. 49

62 Tabell 5: Parametervärden för beräkningsmodellen. Parameter Värde Tunghet ovan grundvattenytan, 19 kn/m 3 Tunghet under grundvattenytan, m 21 kn/m 3 Elasticitetsmodul, E kpa Tvärkontraktionstal, 0,25 Effektiv kohesion, c 2 kpa Inre friktionsvinkel, 35 Dilatationsvinkel, 5 Vilojordstryckskoefficient, K0 0,43 (bestäms med hjälp av ) Elementnätet har förtätats kring spontkonstruktionen där förändringarna i spänningar och deformationer blir som störst Beräkningssteg Beräkningarna i PLAXIS utförs i steg eller så kallade calculation sequences. På så sätt kan olika förändringar i geometri och egenskaper enkelt hanteras. Följande beräkningssteg har använts i den första beräkningen som speglar existerande förhållanden (se Tabell 6). Vid efterföljande känslighetsstudie kommer ytterligare beräkningssteg att införas, vilket redovisas närmare för varje enskild beräkning. 50

63 Tabell 6: Beräkningssteg i PLAXIS. Steg Beskrivning 1 Etablering av initalspänningstillstånd efter att den del av geometrin som är ovanför markytan har tagits bort. Hydrostatiskt porvattentryckstillstånd antas. 2 Skapande av vattendraget (jordelement tas bort i denna del av geometrin och speglar så långt som möjligt den erosionsprocess som lett fram till dagens situation). 3 Sponten installeras. 4 Ytlasten etableras. 5 Schakten innanför sponterna tas ut. Detta görs i tre steg för att inte störningen i geometrin ska bli för stor för varje beräkningssteg. Detta kan nämligen leda till numerisk instabilitet. Grundvattenytan sänks till motsvarande 0,5 meter under respektive schaktbotten med en gradient som leder till att porvattentrycket är det ursprungliga i underkant spont. 6 Bestämning av säkerhetsfaktorn (F) för systemet, utförs genom en c-fi-analys Resultat Det deformerade elementnätet visas i Figur 35. Den största beräknade deformationen är 143 mm och den uppstår i överkant jord närmast markytan bakom den högra sponten. Det är inte så oväntat, eftersom spontens överkant kommer att böja in i schaktgropen. Det erfordras inte särskilt stora rörelser i jorden för att ett fullt utvecklat aktivt brott ska uppstå, och spontens utböjning räcker gott till för det. Det utbildas därför en aktiv brottkil närmast sponten och denna kommer att sjunka ned (sättning) och lägga sig mot sponten i takt med att utböjningen blir större och större. Detta sker även bakom den vänstra sponten, men jordtrycket här är mindre på grund av den lutande markytan ned mot vattendraget, och därmed blir också deformationerna mindre. Motsvarande utböjning av spontens överkant är 104 mm. Figur 35: Deformerat nodnät. 51

64 Beräknad tvärkraft i den högra sponten visas i Figur 36 och det utbildade momentet i Figur 37. t = -61,57 kn/m t = 81,34 kn/m Figur 36: Beräknad tvärkraft i den högra sponten (mest belastad spont). M = 192 knm/m Figur 37: Beräknat moment i den högra sponten (mest belastad spont). Figurerna visar situationen för fullt uttagen schakt. Det moment som sponten ska dimensioneras efter är antingen det som bestäms vid c-fi-analysen (brottgränsberäkning) eller det avlästa momentet från Figur 37 multiplicerat med en modellfaktor Rd under förutsättning att dimensionerande parametervärden använts vid analysen. Vanligtvis används modellfaktorn Rd = 1,3 1,4. Momentet som bestämts vid c-fi-analys är 530 knm/m och om momentet i Figur 37 multipliceras med 1,3 blir det 250 knm/m. Det mest riktiga att använda i det här fallet är 530 knm/m eftersom beräkningarna har utförts med karakteristiska materialparametrar. Det är ändå betydligt mindre än det som beräknades med klassisk analys, och det framgår också av tvärkraftsfördelningen (se Figur 36) att fullt passivt jordtryck inte har utbildats längs med hela spontens längd, och det är den direkta orsaken till att momentet blir mindre till storleken. Erforderlig spontprofil blir AZ26 (med böjstyvhet (W) 2,6 x 10 3 cm 3 ) eller likvärdig. Erforderlig böjstyvhet beräknas utifrån beräknat maximalt moment i sponten enligt ekvation (25). Den beräknade säkerhetsfaktorn för detta system är F = 1,4, vilket är något lågt. Det borde vara kring F = 1,5 (Johansson, 2014 & Skredkommisionen, 1995). Ett värde på 1,4 kan dock accepteras om det kopplas ihop med ett så kallad fördjupat kontrollprogram på plats som omfattar bland annat observationer av sponten och marken runtomkring samt inmätning av spontens rörelser, främst överkant spont eftersom det är en konsolspont. Ett brott i en spont uppstår nämligen inte momentant, utan utvecklas under en viss tid. Mätningar kan därför indikera om och när det börjar bli kritiskt, och då hinner området utrymmas och åtgärder vidtas för att stabilisera sponten. 52

65 PLAXIS analysen visar även att det inte finns någon risk för hydrauliskt grundbrott eller bottenupptryckning Känslighetsstudie En enkel, och i viss mån begränsad, känslighetsstudie har utförts. Den har gått ut på att variera geometri och förutsättningar för att studera systemets beteende och egenskaper och har omfattat följande, se Tabell 7. Tabell 7: Beskrivning av fall i känslighetsstudien. Fall Förändring 1 Lågt vattenstånd i vattendraget, bibehållen grundvattenyta. Vattenståndet har ansatts till vattendragets botten. 2 Högt vattenstånd i vattendraget, bibehållen grundvattenyta. Vattenståndet har ansatts till i jämnhöjd med markytan 3 Flyttning av sponten närmare vattnet, så att endast en jordkil finns kvar som motfyllning mot den vänstra sponten. 4 Borteroderad jord. Borttagande av jordkilen mot den vänstra sponten för att illustrera eventuell erosion mot sponten. 1. Lågt vattenstånd Deformerat elementnät för fallet lågt vattenstånd i vattendraget visas i Figur 38. Maximal deformation beräknas till 182 mm (fortfarande bakom den högra sponten i form av en sättning av markytan) och motsvarande förskjutning av överkant spont till 131 mm (fortfarande högra sponten som är den mest belastade). Maximal tvärkraft och maximalt moment i den högra sponten, som är den mest belastade, visas i Figurerna 39 och 40. Figur 38: Deformerat nodnät. 53

66 t = -63,61 kn/m t = 82,17 kn/m Figur 39: Beräknad tvärkraft i den högra sponten (mest belastad spont). M = 201 knm/m Figur 40: Beräknat moment i den högra sponten (mest belastad spont). Beräknad säkerhetsfaktor med c-fi-analys är F = 1,3 och motsvarande moment M = 415 knm/m. En säkerhetsfaktor på F = 1,3 är allt för låg för att kunna accepteras, och i det här fallet erfordras alltså någon form av förstärkning eller annorlunda utformning av sponten. Analysen visar att det inte föreligger någon risk för hydrauliskt grundbrott. 2. Högt vattenstånd Deformerat elementnät för fallet högt vattenstånd i vattendraget visas i Figur 41. Maximal deformation beräknas till 166 mm (i detta fall bakom den vänstra sponten) och motsvarande förskjutning av överkant vänstra sponten till 138 mm. I det här fallet blir förskjutningen av den vänstra spontens överkant mindre, 103 mm. Maximalt moment och tvärkraft i bägge sponterna visas i Figurerna 42 och

67 Figur 41: Deformerat elementnät. t = -94,8 kn/m t = 80,8 kn/m Figur 42: Beräknad tvärkraft i de bägge sponterna. M = -245 knm/m M = 194 knm/m Figur 43: Beräknat moment i de bägge sponterna. 55

68 Beräknad säkerhetsfaktor med c-fi-analys är F = 1,15 och motsvarande maximala moment för den högra sponten 274 knm/m och för den vänstra sponten 315 knm/m. Återigen är säkerhetsfaktorn allt för låg för att kunna accepteras, och någon form av förstärkning eller annorlunda utformning av sponten erfordras. Analysen visar att det inte föreligger någon risk för hydrauliskt grundbrott. 3. Sponten närmare vattnet Modellen för fallet närmare vattnet, där endast en jordkil kommer att verka mot sponten på vattensidan visas i Figur 44. Figur 44: Modell för fallet närmare vattnet, där endast en jordkil verkar mot sponten på vattensidan. Det deformerade elementnätet för fallet sponten närmare vattnet visas i Figur 45. Figur 45: Deformerat nodnät. 56

69 Maximalt beräknad tvärkraft och moment i den högra sponten, som är mest belastad, visas i Figurerna 46 och 47. t = -58,86 kn/m t = 81 kn/m Figur 46: Beräknad tvärkraft i den högra sponten (mest belastad spont). M = 190 knm/m Figur 47: Beräknat moment i den högra sponten (mest belastad spont). Beräknad säkerhetsfaktor med c-fi-analys är F = 1,2 och motsvarande maximala moment för den högra sponten 316 knm/m. Återigen är säkerhetsfaktorn allt för låg för att kunna accepteras, och någon form av förstärkning eller annorlunda utformning av sponten erfordras. Analysen visar att det inte föreligger någon risk för hydrauliskt grundbrott. 4. Borteroderad jord Modellen för fallet borteroderad jord, där den jordkil som tidigare antogs finnas mot vänstra sponten intill vattendraget, se Fall 3, nu antas ha eroderats bort av vattnet visas i Figur 48. Medelvattenstånd i vattendraget har antagits. 57

70 Figur 48: Modell för att jordkilen mot sponten intill vattendraget eroderats bort på grund av vattenrörelser. Medelvattenstånd i vattendraget har antagits. Det deformerade elementnätet för fallet borteroderad jord visas i Figur 49. Figur 49: Deformerat elementnät. Maximalt beräknad tvärkraft och moment i den högra sponten, som är den mest belastade, visas i Figurerna 50 och 51. Beräknad säkerhetsfaktor med c-fi-analys är F = 1,3 och motsvarande maximala moment för den högra sponten 352 knm/m. Återigen är säkerhetsfaktorn allt för låg för att kunna accepteras, och någon form av förstärkning eller annorlunda utformning av sponten erfordras. Analysen visar att det inte föreligger någon risk för hydrauliskt grundbrott. 58

71 t = -58,9 kn/m t = 85 kn/m Figur 50: Beräknad tvärkraft i den högra sponten (mest belastad spont). M = 189 knm/m Figur 51: Beräknat moment i den högra sponten (mest belastad spont). 59

72 4 Diskussion Beräkningar för den aktuella sponten har utförts både med klassiska metoder (konventionell brottgränsanalys) och med finita element-metoden (deformationsanalys). Den klassiska metoden förutsätter att fullt utbildade passiva jordtryck utvecklas längs hela spontens längd och ger ett stort beräknat maximalt moment. Detta i sin tur leder till en spontprofil som vanligtvis bara används i mycket utsatta miljöer och som inte heller lagerförs. Kostnaden för en sådan spont skulle bli helt oproportionerlig mot arbetet. Erforderlig spontlängd som bestäms med klassiska metoder är större än djupet till berg. Deformationsanalyser visar att fullt utvecklat passivt jordtryck inte kommer att utbildas i den utsträckning som klassiska metoder visar. Beräknat moment blir därför betydligt mindre med resultatet att en mer vanligt förekommande spontprofil kan väljas, till exempel AZ 26. Ytterligare orsaker till att ett mindre moment beräknas i deformationsanalysen är att hänsyn tas till stabiliserande effekter från motstående spontvägg, eftersom jorden i schaktbotten blir styvare då den trycks och deformeras mot en styvare konstruktion än om det bara är jord som i den klassiska analysen. Men även i deformationsanalysen med de lägre beräknade snittkrafterna erhålls stora deformationer, främst vid spont överkant, vilket är typiskt för en konsolspont. Deformationer på upp mot 150 mm förekommer, och det är tveksamt om en sådan deformationen verkligen kan accepteras. Framförallt begränsas utrymmet mellan sponten och den betongvägg som ska gjutas till sedimentationsbassängen. Det utrymmet ska räcka till för formsättning och andra arbeten som måste utföras, och därför kan en 150 mm förskjutning vara för stort. I normalfallet utformas denna typ av anläggningsarbeten med ett fritt utrymme på ca 50 cm mellan färdig vägg och spontvägg. Man skulle då i princip kunna öka det avståndet för att medge en större deformation hos sponten. Men samtidigt innebär detta ett större schaktuttag, och det kan innebära problematik då ytorna är väldigt begränsade i projektet. De utförda deformationsanalyserna tillför i det här aktuella fallet viktig information för att en optimal och realistisk stödkonstruktion ska kunna dimensioneras. Samtidigt erhålls även information om hur systemet jord-stödkonstruktion beter sig och vilka deformationer som kan förväntas. I just det här fallet finns inga byggnader, anläggningar eller infrastruktur i anslutning till schakten, och därför kan stora deformationer accepteras. I andra fall kan till exempel ledningar ligga i anslutning till ett schaktområde, och då blir tillåtna rörelser i jorden relativt begränsade för att inte skada dessa. Detsamma gäller om byggnader finns i närområdet. Känslighetsstudierna för de variationer i geometri och modell som identifierats som rimliga att dimensionera stödkonstruktionen efter visar att säkerhetsfaktorn mot brott inte är tillfredsställande (runt F = 1,5) i de flesta fallen. För ett par fall i känslighetsstudien bestämdes säkerhetsfaktorn till F = 1,4, och det skulle kunna accepteras med ett fördjupat kontrollprogram och förberedelser på arbetsplatsen för att snabbt kunna förstärka sponten om det visar sig att stabiliteten hotas. Men för övriga fall i känslighetsstudien är beräknad säkerhetsfaktor F = 1,3 eller lägre, och det kan inte accepteras. Därför behöver spontkonstruktionen förstärkas. En vanlig förstärkningsåtgärd är att montera ett eller flera hammarband runt sponten. Därigenom blir sponten ännu styvare och krafter fördelas jämnare. Detta leder i allmänhet också till att deformationerna i sponten blir mindre, och därmed också sättningarna och rörelserna i jorden bakom sponten. Ett annat sätt är att förlänga sponten. I det 60

73 här fallet kan sponten dock inte förlängas särskilt mycket, eftersom djupet till berg, särskilt för den högra sponten, är begränsat. Det kan då bli aktuellt att installera den högra sponten ned till berg och slå fast den i berget. Detta är dock en relativt omständlig och dyr process. Istället kan invändig stämpning vara ett alternativ. Vid jämförelsen mellan olika stödkonstruktioner (se avsnitt 3.2) har konstaterats att bakåtförankring med stag inte är en realistisk förstärkningsmetod i det här fallet på grund av närheten till vattnet. Om sponten ska stämpas invändigt, inkräktar detta på det fria arbetsutrymmet i schakten och också på möjligheten att frakta material och utrustning ovanifrån och ned i schakten. Analys av stämpade konstruktioner ligger dock utanför ramen för detta arbete. Den vattenproblematik som i förstudien till det verkliga projektet identifierats som ett riskmoment har emellertid kunnat tonas ned genom arbetet som redovisas i denna rapport. Säkerheten mot bottenupptryckning är tillfredsställande. Däremot inverkar en varierande vattennivå i det närliggande vattendraget på ett sådant sätt att otillfredsställande säkerhetsfaktorer mot brott utbildas. Detta löses vanligtvis genom att installera längre spontplankor eller genom invändiga stämp. Återigen kan inte bakåtförankrade stag användas i det här fallet. En faktor som måste beaktas inför slutligt val av spontprofil är vilken påfrestning sponten kommer att utsättas för under installationsskedet. Detta lastfall kan, om jorden som i det här fallet är fast lagrad och innehåller silt, sten och block, vara det dimensionerande lastfallet. Svårigheten att driva ned sponten kan innebära att stora mängder energi måste tillföras vid installationen. Det kan leda dels till att sponten hakar ur låsen och det blir glipor mellan spontplankorna, dels till att spontfoten deformeras, vilket skulle omöjliggöra såväl ytterligare drivning som upptagning av sponten. 61

74 5 Slutsatser Det utförda arbetet visar att det är viktigt att inse och förstå hur systemet jordstödkonstruktion fungerar och hur jord kan användas som konstruktionsmaterial. Det är viktigt med en helhetsbild där både analysmetoder, materialval, utförande och installationsförfarande värderas och analyseras kritiskt. Det är också viktigt att förstå vad olika beräknings-/dimensioneringsverktyg bygger på och vad det praktiskt betyder att ansätta olika parametervärdesuppsättningar. Det är även viktigt att olika typer av dimensioneringsmetoder och/eller verktyg används för att täcka in alla kritiska moment så bra som möjligt. Följande frågor har besvarats i denna rapport med avseende på referensprojektet: Vilka tekniska lösningar kan användas? Vilka faktorer är avgörande i valet av teknisk lösning? Hur kan vald teknisk lösning verifieras, det vill säga, är genomförbar? Konsolsponter fungerar utmärkt, men endast vid begränsade schaktdjup. Som tumregel brukar man använda att schaktdjupet ska vara 1/3 av spontlängden och 2/3 av sponten ska installeras under schaktbotten, så kallad underslagning. Vidare, på grund av svårigheten att mobilisera det passiva jordtrycket, sätts vanligen begränsningen att totallängden för en konsolspont får vara högst 10 m. Det skulle innebära ett maximalt schaktdjup på ca 2-3 m. Analysen som har utförts i det här arbetet bekräftar det. En klassisk beräkning som bygger på att ett fullt utvecklat passivt jordtryck byggs upp längs med hela spontens längd kan för konsolsponter därför bli missvisande. Vidare är det viktigt med känslighetsstudier för att värdera effekten av till exempel variationer i geometri och parametervärden som har identifierats som möjliga att inträffa. Den nu utförda studien visar att endast för ursprungsfallet erhålls tillfredsställande säkerhetsfaktorer mot brott. För så gott som samtliga variationer som utförts i känslighetsstudien erhålls icke tillfredsställande säkerhetsfaktorer mot brott. Den förväntade vattenproblematiken visade sig inte utgöra något problem då analyserna i PLAXIS inte angav några former av grundbrott i varken ursprungsfallet eller i känslighetsanalysen. Det är därför viktigt att ett systematiskt och strukturerat angreppssätt är vid dimensionering av geotekniska konstruktioner i allmänhet, men kanske i synnerhet för spontkonstruktioner, eftersom dessa vanligtvis är relativt komplicerade. Det är också viktigt att tidigt identifiera alla förhållanden som påverkar dimensioneringen och att utarbeta ett program för en känslighetsstudie. De avgörande faktorerna i valet av stödkonstruktion för referensprojektet identifierades som jordens egenskaper, omgivande miljö, processmetoder, framdrift, praktiska faktorer och storleken för projektet. De vanligast förekommande typerna av stödkonstruktioner har värderats för att användas i det aktuella projektet. Samtliga utom konsolspont har valts bort på grund av olika omständigheter. Dimensioneringsberäkningarna visar att inte heller konsolsponten är det mest optimala alternativet i det här fallet. Lösningen kommer sannolikt att bli en invändigt stämpad spontkonstruktion. Arbetet som redovisas i denna rapport har bedrivits parallellt med ett verkligt konstruktionsuppdrag. Externe handledaren, Lars Johansson, har fått värdefull 62

75 information och input till den slutliga värderingen och utformningen. De analyser som har utförts inom ramen för arbetet har kunnat utformas utifrån de specifika behov som har funnits i det verkliga projektet. 63

76 6 Referenser Akbar, Sinan. (2011). Finita elementanalys av en kajspont. (2011). Lund: Lunds Tekniska Högskola. Alén, C., Lindvall, A., Johansson, M., Magnusson J & Norén (2006). Slitsmurar som permanenta konstruktioner. Göteborg: SBUF m%20permanenta%20konstruktioner.pdf. Hämtad ( ) Ding, Yong-chun, Cheng Ze-kun, Hang Jian-zhong & Gu Qun. (2013). Numerical study on performance of waterfront excavation Chinese Journal of Geotechnical Engineering: Vol.35 (2) El-Naggar, Mohamed. (2010). Enhancement of steel sheet-piling quay walls using grouted anchors. Journal of Soil Science and Environmental Management Vol. 1(4), pp Evans, R. White &D. Klaiber, W. (2012). Modified Sheet pile Abutments for Low-Volume Road Bridges. Iowa. Iowa State University. Hämtad ( ) Grabe, J. (2008). Sheet piling design. ThyssenKrupp: Hamburg Johansson, Lars. (2013). Kompendium i geoteknik för byggingenjörerna på Malmö högskola. Ej publicerat. Johansson, Lars. (2014). Personlig kommunikation Keller. (2010). Case Foundation. Hämtad ( ) Lager P & Persson T.(2005): Omgivningspåverkan vid installation av slitsmurar, Jämförelse mellan beräknade och uppmätta markrörelser. Institutionen för bygg- och miljöteknik, Chalmers tekniska högskola, Examensarbete 2005:111, Göteborg. Hämtad ( ) Lindquist, S & Jameson, E. (2012). Secant pile shoring- Developments in Design and Construction. Malcomdrilling. %20Developments%20in%20Design%20and%20Construction%20(DFI2011).pdf. Hämtad ( ) Lupnitz, Klaus. (1977). Spundwand-Handbuch Berechnungen. Bautechnik. Dortmund PLAXIS. (2014). PLAXIS 2D Tutorial Manual Anniversary Edition. Hämtad ( ) Prashant, A. & Mukherjee, M. (2010). Soil nailing for stabilization of steep slopes near railway tracks. Research Designs and Standars organizations (RDSO). Indian Institute of technology. Kanpur. Hämtad ( ) 64

77 Ryner, A., Fredriksson, A. & Stille, H., Sponthandboken. Handbok för konstruktion och utformning av sponter. Stockholm: Byggforskningsrådet. Hämtad ( ) SGF (Svenska Geotekniska Föreningen). (2014). Nordisk vägledning för armerad jord och jordspikning. Linköping. %20for%20armerad%20jord%20och%20jordspikning.pdf. Hämtad ( ) SGI. (2014). Vad är geoteknik och miljögeoteknik? Statens Geotekniska Institut aspx?epslanguage=SV (Hämtad: ) Skredkommissionen Anvisningar för släntstabilitetsutredningar. Ingenjörsvetenskapsakademin, IVA. Rapport 3:95. Linköping Sällfors, Göran. (1995). Geoteknik. Stockholm. Vasastadens Bokbinderi AB. Sällfors, Göran. (1999). Geoteknik. Stockholm. Vasastadens Bokbinderi AB. Tegesten, B., Norelius, Å., Eriksson, L., Rankka, W., & Rydell, B. (2003). Schakta säkert en handbok om säkerhet vid schaktning. Ödeshög: Danagårds Grafiska AB. Hämtad ( ) Tuozzolo, J.T. (2003). Soil Nailing: Where, when and why a practical guide. Moretrench. _Where_When_and_Why.pdf. Hämtad ( ) US Army Corps of Engineers. (1989). Design of Sheet Pile Cellular Structures. Department of the Army: Washington, D.C Wall, M. Lindberg, J. Falch, H. PM GEOTEKNIK- Översiktlig geoteknisk undersökning inför detaljplan. Sweco. Jönköping. sk+undersökning. PDF. Hämtad ( ) Åhnberg. H.(2004). Sekantpålar som stödkonstruktion. Statens geotekniska institut (SGI). Linköping. Hämtad ( ). Figurer Figur 21: Brattberg, J. (2011). Deformationer Kring spont- Jämförelse mellan fältmätning och FEM simulering Luleå. Institutionen för samhällsbyggnad och naturresurser. Hämtad ( ) Figur 22: Tibnor. (2010). Stålspont-spont,balk och körplåt. Hämtad ( ) Figur 23. (MBS), Myndighet för samhällssydd och beredskap. (2010) Förebyggande åtgärder i finkorniga jordar. 65

78 (Hämtad ) Figur (24): Åhnberg. H.(2004). Sekantpålar som stödkonstruktion. Statens geotekniska institut (SGI). Linköping. V544.pdf. Hämtad ( ). Figur (25): Keller. (2010). Case Foundation. Hämtad ( ) Figur (26): Bacsol. (2014). Diaphragm Walls - The installation process of Diaphragm Walls. Hämtad ( ) 66

79 Bilaga 1 Härledning av spänningssamband Vid visualisering av ett horisontellt snitt i en hypotetisk modell av jord uppbyggd med idealt runda och exakt lika stora korn fås en yta (a x b) (figur 1). Snittet ska skäras ut så att det precis går genom kornkontaktpunkterna i vertikalled mellan två lager med jordkorn, porvatten och porgas. Den resulterande kraften som överförs av den ytan som snittet resulterar i betecknas F tot. De krafter som överförs av den fasta fasen vid kornkontaktpunkterna betecknas F s, genom vattenfasen F w och gasfasen F g. Respektive areor betecknas A s, A w och A g. b a re Figur 1. Ett godtyckligt horisontellt snitt genom en jord. Följande jämviktsvillkor kan ställas upp F tot = F s +F w + F g (1:1) eller i termer av spänningar (F = σ A) σ A tot = σ s A s + σ w A w + σ g A g (1:2) σ = σ s A s +σ w A w +σ g A g A tot (1:3) 67