Underbygning/Stabilitet

Fra Lærebøker i jernbaneteknikk
Hopp til: navigasjon, søk

1 INNLEDNING

Et av flere mål under planlegging av nye jernbanestrekninger bør være å minimalisere terrenginngrepene, dvs. at fyllinger og skjæringer gjøres så små som mulig. Dette vil i seg selv bidra til å minimalisere stabilitetsproblemene.

For de eldre banestrekninger var ofte kurvaturen tilpasset terrenget på en helt annen måte enn i dag. Her var massebalanse i prosjektet og på delstrekninger et mål i seg selv. Den høye andelen av manuelt arbeid og de begrensede tekniske mulighetene gjorde at det måtte sees langt mer kritisk på masseforflytninger enn det gjøres i dag.

I dagens planlegging er slik terrengtilpasning ofte vanskelig å få til. Kravene til linjeføring er strenge, og andre hensyn enn de geotekniske forhold tillegges som regel større vekt ved valg av trasé. Høye fyllinger og dype skjæringer er som følge av stiv linjeføring i dag snarere regelen enn unntaket for nye banestrekninger. Slike terrenginngrep har stor betydning for stabiliteten til underbygningen og det omkringliggende landskap.


2 HVA ER STABILITET

Begrepet ”stabilitet” benyttes ofte uten at det samtidig legges en eksakt definisjon i begrepet. Ofte legges også betydningen ”tilstrekkelig sikkerhet mot utglidning”, inn i stabilitetsbegrepet, uten at dette samtidig er kvantifisert.

Innen geoteknikken er begrepet definert på flere måter. Tidligere ble stabilitet definert som følgende brøk, og ved innføring av begrepet sikkerhetsfaktor:

Sikkerhetsfaktor:

[math]F=\frac{M_{stab.}} {M_{driv.}}[/math] (4.1)


der:

  • F er sikkerhetsfaktor
  • Mstab. er stabiliserende moment, dvs. som hindrer utglidning
  • Mdriv. er drivende moment, dvs. som bidrar til utglidning

Denne definisjonen bygger på betraktning av stabilitet av jorden i et tverrsnitt gjennom skråningen. Jorden tenkes da å oppføre seg som et stivt legeme i et tenkt beregningssnitt, som avgrenses av en glideflate (bruddflate), se figur 4.1. Belastningen fra egenvekt W og eventuelle ytre laster (for eksempel terrenglast) gir et drivende moment, som virker destabiliserende på jordmassen. Legemet hindres i å gli ut av et stabiliserende moment, som utgjøres av mobilisert skjærspenning i jorden langs en tenkt glideflate.

For at en jordmasse skal være stabil, må brøken som uttrykker sikkerhetsfaktoren F ha verdi større eller lik 1 for alle potensielle glideflater. Hvis beregning viser at så ikke er tilfelle, er situasjonen labil, og en utglidning vil kunne skje.


Fig521 0401.png

Figur 4.1 Skjærspenning langs en glideflate


Det har vist seg å kunne være vanskelig å holde på definisjonen med drivende og stabiliserende momenter, og uansett oppstår det visse muligheter for feil bruk av definisjonen når geometri og lastforhold blir kompliserte.

I dag benyttes heller følgende definisjon for vurdering av stabilitet:

Sikkerhetsfaktor F:

[math]F=\frac{\tau_k} {\tau}[/math] (4.2)


der:

  • F er sikkerhetsfaktor
  • [math]\tau_k[/math] er maksimal (karakteristisk) skjærspenning
  • [math]\tau[/math] er opptredende (utnyttet) skjærspenning

Dette begrepet sier på en bedre definert måte hvor langt unna et evt. brudd i materialet jorden befinner seg, se figur 4.2.

Normalt betegnes nå sikkerheten F som materialfaktoren, [math]\gamma_m[/math]:

[math]\gamma_m=\frac{\tau_k} {\tau}[/math] (4.3)


Dette innebærer at usikkerheten med hensyn til materialets styrke tas i betraktning ved beregninger. Den dimensjonerende verdi finnes ved at materialets karakterisiske styrkeparameter divideres med materialfaktoren.

Tilsvarende er det også definert faktorer for de laster som inngår ved beregninger, såkalte lastfaktorer. Disse omtales ikke nærmere her, men omfatter bl.a. lastfaktorer for egenlaster, nyttelaster og naturlaster. Dimensjonerende laster fåes ved å multiplisere karakteristiske laster med aktuell lastfaktor (se Norsk Standard 3479).


Fig521 0402.png

Figur 4.2 Andel utnyttet skjærspenning


Krav til minimum materialfaktor vil variere, men ligger normalt i området 1,3 ‑ 1,5. Kravet til materialfaktor er strengest for den såkalte totalspennings-analysen (se avsnitt 5.3.1). Bestemmelse av udrenert skjærstyrke (Su) og beregningsmetoden regnes å ha større usikkerhet enn effektiv-spenningsanalysen. Effektivspenningsanalysen (se avsnitt 3.5.2) gjøres med de effektive styrkeparametre (attraksjonen a og friksjonsvinkelen [math]\phi[/math] (”fi”)).

I tabell 4.1 er det angitt hvilke krav til materialfaktor (dvs. krav til ”sikkerhet”) som bør settes ved varierende forhold (type brudd, konsekvens, beregningsmåte). Det krever faglig innsikt og erfaring å vurdere hvorvidt et evt. brudd kan betegnes som seigt eller sprøtt, samt hvilken beregningsmåte som bør benyttes for å få tilfredsstillende grunnlag for vurdering av stabilitetsforholdene.


Tabell 4.1 Materialkoeffisienter ved stabilitetsberegninger

Analysetype Skadekonsekvensklasse Bruddmekanisme
Seigt Nøytralt Sprøtt
Effektiviseringanalyse,

a[math]\phi[/math]-metoden

Totalspenningsanalyse, ADP-metoden

Mindre alvorlig 1,20 1,30 1,40
Alvorlig 1,30 1,40 1,50
Meget alvorlig 1,40 1,50 1,60
Totalspenningsanalyse,

Su-metoden

Mindre alvorlig 1,40 1,55 1,70
Alvorlig 1,55 1,70 1,85
Meget alvorlig 1,70 1,85 2,00


3 PROBLEMSTILLINGER

Stabilitet må vurderes for en rekke forskjellige situasjoner:

  • Stabilitet av fyllinger
    • i flatt terreng
    • i skrånende terreng
  • Stabilitet av skjæringsskråninger
  • Stabilitet av naturlige skråninger
  • Stabilitet av konstruksjoner
    • fundamenter
    • støttemurer
    • armerte jordskråninger

Stabilitet må vurderes sett i forhold til aktuelle lastsituasjoner og grunnforhold på stedet.

Problemstillingene er alltid aktuelle ved prosjektering av nye banestrekninger/ kryssingsspor osv. Det vil ofte også være aktuelt å utføre stabilitetsvurderinger for problemstillinger knyttet til eksisterende baner.

I denne læreboken berøres hovedsakelig stabilitet av skråninger og fyllinger, mens konstruksjoner (fundamenter/støttemurer osv.) omtales i liten grad.


4 GRUNNUNDERSØKELSER FOR STABILITETSANALYSER

4.1 Strategi for grunnundersøkelser

For å kunne vurdere og beregne stabilitetssituasjonen, må grunnforholdene være undersøkt.

Følgende undersøkelsesstrategi kan være eksempel på mulig fremgangsmåte:

  • Generelle undersøkelser langs hele traseen (senterlinje).
  • Undersøkelser i profiler hver 50 - 100 m (avhengig av forholdene).
  • Fortetning av undersøkelser ved konstruksjoner eller påviste vanskelige forhold.
  • Jordas styrkeeegenskaper bør verifiseres ved prøvetaking/vingeboringer/ CPT-sonderinger. Prøver analyseres i laboratorium.
  • For effektivspenningsanalyse må poretrykkets dybdevariasjon undersøkes.

Generelt vil behovet for undersøkelser øke med størrelsen av terrenginngrepene (dvs. ved planlagte høye fyllinger/dype skjæringer), eller hvis det påvises bløt grunn. Omfanget av grunnundersøkelser bør da intensiveres lokalt.


Omfanget av undersøkelsene vil normalt avhenge av plannivå. Behovet for detaljerte undersøkelser vil øke fram mot bygging (byggeplan), mens det for tidlige plannivåer og utredninger er behov for å undersøke i et omfang som gjør det mulig å gjøre riktige valg, samt legge premissene for senere prosjektering.

Grunnundersøkelsene bør planlegges slik at undersøkelser for flere behov utføres samtidig, for eksempel for stabilitetsvurderinger, setningsvurderinger, fundamenteringsvurderinger osv. Likevel vil det som regel være behov for å utføre undersøkelser i flere planfaser.


4.2 Feltundersøkelser

For at nødvendige vurderinger og beregninger skal kunne foretas, må feltundersøkelsene som et minimum fastlegge følgende geotekniske data:

  • dybde til fast grunn/fjell (evt. kan boring avsluttes i stor dybde uten at det påtreffes fast grunn)
  • laggrenser
  • jordarter på stedet
  • jordas styrkeegenskaper

I tillegg vil det ofte også være behov for å kjenne til:

  • grunnvannsstand og poretrykksforhold

Figur 4.3 viser eksempel på en typisk situasjon hvor både laggrenser og grunnvannsstand ønskes kartlagt ved undersøkelsene.


Fig521 0403.png

Figur 4.3 Typisk jordprofil


En sammenfatning av framgangsmåten ved planlegging av grunnundersøkelser er gjengitt i tabell 4.2:


Tabell 4.2 Faser i geotekniske undersøkelser

Fase Type undersøkelse Beskrivelse
1 Definisjon Belastninger, planer for anlegget
2 Innhenting av eksisterende opplysninger Kart, flyfoto, eventuelle tidligere undersøkelser
3 Befaring Topografi, geologi, naboterreng
4 Problemformulering og plan Forundersøkelser i felt og laboratorium
5 Feltarbeid/boringer Sonderende/orienterende, prøvehentende, spesielle
6 Laboratorieundersøkelser På opptatte prøver
7 Rapportering Bearbeidelse og presentasjon av data,

beregninger og vurderinger, uttalelser, konklusjoner

8 Eventuell videre bistand Flere undersøkelser, reviderte planer,

kontroll



4.3 Bestemmelse av jordens skjærstyrke

Jordas skjærstyrke kan bestemmes på flere måter:

I felt (dvs. målt in situ ved grunnboring):

  • vingeboring (i leire/silt)
  • CPT-sondering

I laboratoriet (dvs. på opptatte prøver):

  • konusforsøk (inngår i rutineundersøkelser)
  • enaksialforsøk (inngår i rutineundersøkelser)
  • triaksialforsøk (spesialforsøk)
  • direkte skjærforsøk (spesialforsøk)

De enkelte metoder omtales ikke spesielt i denne læreboken.

Som regel vil en gjennomtenkt kombinasjon av flere metoder gi det beste geotekniske datagrunnlaget innenfor et budsjett. Prøvetaking bør alltid gjøres i kombinasjon med sonderinger for at resultater skal kunne vurderes for et større område. Bruk av CPT-sonderinger kan ofte være hensiktsmessig, og gir mye informasjon.

En erfaren geotekniker bør alltid bidra ved planlegging av grunnundersøkelsene og ved oppsett av undersøkelsesprogrammet, samt til å vurdere resultatene og justere programmet etter hvert som feltarbeidene skrider frem. For eksempel kan det være fornuftig å bestemme laboratorieprogrammet for opptatte prøver basert på sonderingsresultatene, slik at egenskapene til interessante lag kan karakteriseres.


5 JORDMODELLER OG BEREGNINGSMODELLER

5.1 Spenninger i jord

For å kunne beregne stabilitet, må vi i utgangspunktet kjenne til hvordan spenninger i jord beregnes (spenning: kraft per areal).

Vi snakker normalt om to forskjellige typer ”spenning” i jord, totalspenninger og effektivspenninger. (I tillegg brukes innen geoteknikken bl.a. begrepene aktiv og passiv spenning, horisontalspenninger og hviletrykk. Disse begrepene omtales ikke nærmere her.)


5.1.1 Tyngde av jord

Jordas romvekt måles ved laboratorieundersøkelser, og betegnes normalt ved bruk av begrepet tyngdetetthet (tyngde pr. volum). Denne varierer med jordart, lagringstetthet/komprimering og vanninnhold.

Tyngdetettheten varierer dessuten avhengig av om materialet er mettet eller umettet, dvs. av om porene i jorden er fylt med vann.

Symbolet for tyngdetetthet av jord er den greske bokstaven [math]\gamma[/math] (”gamma”), ofte med en bokstav som indeks for å angi et bestemt materiale. For eksempel kan [math]\gamma_L[/math] bety tyngdetetthet av leire, [math]\gamma_W[/math] bety tyngdetetthet av vann osv.

For leire og finkornige jordarter er tyngdetettheten ofte i størrelsesorden 19-20 kN/m3, mens den for løst lagret sand kan være så lav som 16-17 kN/m3. In situ tyngdetetthet av sand og grus er normalt vanskelig å få eksakte tall for, i det prøvetaking i praksis alltid gir forstyrrede prøver, og derfor en lagringstetthet som avviker fra den som forefinnes i grunnen.

Begrepet effektiv tyngdetetthet omtales i avsnitt 5.1.3.


5.1.2 Totalspenninger

Totalspenninger i vertikalretningen er enkelt sagt tyngde per flateareal av de masser som ligger over et gitt nivå i grunnen, og beregnes som total overlagring av jord i det enkelte punkt. Spenningene endrer seg med terrengformasjoner, materialer i grunnen og dybde under terreng, og spenningene må derved beregnes for seg i hvert enkelt profil hvor geotekniske vurderinger ønskes utført.

Størrelsen av de vertikal totalspenningene kan formuleres slik:

[math]\sigma_v=\gamma \cdot z[/math] (4.4)


der:

  • [math]\sigma_v[/math]v er vertikal totalspenning
  • [math]\gamma[/math]er jordens tyngdetetthet
  • z er dybde under terreng

Det kan hende at tyngdetettheten endrer seg i dybden, for eksempel ved laggrenser eller over/under grunnvannsstand. I tilfelle vil spenningen ikke være rettlinjet fordelt med dybden.


Fig521 0404.png

Figur 4.4 Totalspenninger i jord

5.1.3 Effektivspenninger

Effektivspenninger beregnes ved at poretrykket trekkes fra de totale spenningene, se figur 4.5:

[math]\sigma^'=\sigma - u[/math] (4.5)


der:

  • [math]\sigma^'[/math] er effektivspenning
  • [math]\sigma[/math] er totalspenning
  • u er poretrykket

Dette gjelder generelt for beregning av jordtrykk i alle spenningsretninger. For spenninger i bestemte retninger benyttes indeks på spenningssymbolet. For vertikalretningen, som er utgangspunktet når øvrige spenninger beregnes, blir uttrykket for effektivspenningen:

[math]\sigma^'_v=\sigma_v - u[/math] (4.6)


der:

  • [math]\sigma^'_v[/math] er effektiv vertikalspenning (effektiv overlagring)
  • [math]\sigma_v[/math] er total vertikalspenning (total overlagring)
  • u er poretrykket


Ofte skrives dette slik at man i stedet for tyngdetetthet utnytter begrepet effektiv tyngdetetthet, [math]\gamma^'[/math].

Denne er definert som:

[math]\gamma^'=\gamma_j - \gamma_W[/math] (4.7)


der:

  • [math]\gamma^'[/math] er jordens effektive tyngdetetthet
  • [math]\gamma_j[/math] er jordens tyngdetetthet
  • [math]\gamma_W[/math] er vannets tyngdetetthet

For vanlige jordarter som sand og leire vil derved effektiv tyngdetetthet fremkomme ved å redusere total tyngdetetthet med 10 kN/m3.

Dette betyr samtidig at effektive spenninger avhenger både av romvekten på jorda og grunnvannsstand, samt av eventuelle artesiske over- eller undertrykk i jorda. Den eneste måten å få sikkert kjennskap til de virkelige poretrykk i grunnen, er å måle disse, for eksempel ved å installere piezometre i varierende dybder.


Fig521 0405.png

Figur 4.5 Effektivspenninger i jord

EKSEMPEL : Bestemmelse av effektiv romvekt for leire:

Total tyngdetetthet bestemt ved prøvetaking:

[math]\gamma_j[/math] = 19.5 kN/m3

Effektiv tyngdetetthet:

[math]\gamma^'[/math] = [math]\gamma_j[/math] - [math]\gamma_w[/math] = 19.5 – 10 = 9.5 kN/m3


5.2 Jordmodeller

For å kunne utføre stabilitetsberegninger må det etableres en ingeniørmessig styrkemodell av de enkelte jordlag i grunnen. Det benyttes normalt én av to alternative jordmodeller for å beskrive jordarters styrke, avhengig av om jorden er finkornig (leire/silt) eller grovkornig (sand, grus eller stein):


5.2.1 Jordmodell 1: Udrenert skjærstyrke (Su)

Denne jordmodellen er i prinsippet meget enkel, i det jordens styrke i et bestemt jordlag antas å være konstant, dvs. spenningsuavhengig, ved spenningsendringer.

Modellen benyttes kun for finkornige jordarter (leire/silt). Begrepet ”udrenert skjærstyrke” henspiller på at porevannet i jorda unnslipper svært langsomt fra tette leir- og siltmasser ved pålastning, dvs. såkalte udrenerte forhold. Dette innebærer at evt. pålastninger av grunnen i slike jordarter umiddelbart vil medføre store økninger i poretrykket i grunnen. Jordas styrke forutsettes likevel å forbli den samme. Denne styrken kalles derfor udrenert skjærstyrke (Su).

Innen geoteknikken brukes i beregninger og formler ofte det samme symbol for skjærspenninger som vanlig i statiske beregninger for øvrig, dvs. den greske bokstaven [math]\tau[/math] (”tau”).

Udrenert skjærstyrke kan måles både i laboratorium (enaksialforsøk, konusforsøk, skjærboksforsøk og triaksialforsøk), samt in situ ved vingeboring eller CPT-sondering.

Skjærstyrken i vanlige norske leirer er ofte i området 10-50 kPa når man ser bort fra tørrskorpelaget (1 kPa = 1 kN/m2).


Fig521 0406.png

Figur 4.6 Udrenert skjærstyrke

5.2.2 Jordmodell 2: Drenert skjærstyrke (a - [math]\phi[/math])

Jordmodellen for drenert skjærstyrke er en spenningsavhengig styrkemodell, og er derfor mer komplisert ved beregninger enn Su-modellen.

I prinsippet antas jordas styrke i denne modellen å følge et lineært forløp sett i forhold til normalspenning på et tenkt plan. Det er her snakk om effektive spenninger i kornskjelettet i jorden, dvs. totalspenning fratrukket poretrykket.

Stigningstallet for styrkeøkningen kalles tan[math]\phi[/math] (”tangens fi”), hvilket definerer friksjonsvinkelen ([math]\phi[/math]).

I tillegg styres styrkelinjen av attraksjonen a. Attraksjonen har positiv verdi eller er lik 0, men markeres som avstand fra origo på negativ side av spenningsaksen.


Fig521 0407.png

Figur 4.7 Jordmodell for effektive spenninger (drenert skjærstyrke)


Ut fra figur 4.7 ser man at valg av attraksjon har størst betydning ved små spenningsnivåer, mens det er friksjonsvinkelen som betyr noe ved større spenningsnivåer. Skjærstyrken langs selve bruddlinjen for materialet er betegnet med bokstaven S, mens skjærstyrke langs aksen er betegnet med symbolet [math]\tau[/math]. Bruken av disse symbolene, samt indekser, varierer en god del i litteraturen.

Friksjonsvinkelen kan bestemmes i laboratorium ved triaksialforsøk. For finkornige jordarter vil triaksialforsøk på materiale fra prøvesylindre gi en verdi som ligger nær opp til in situ friksjonsvinkel. For grovkornig, og derfor forstyrret, materiale, dvs. sand/grus, vil i tillegg pakningsgraden være av betydning, og innbyggingsprosedyre i triaksialapparatet er derfor vesentlig. Normalt gjøres forsøk med varierende pakningsgrad.

Friksjonsvinkel in situ kan også tolkes ut fra CPT-sonderinger.

Vanlige verdier for friksjonsvinkelen i finkornige materialer er [math]\phi[/math]= 20 til 33 grader, der laveste verdi er påvist i svært bløt leire, mens høyeste verdi er funnet for fast silt.

I grovkornige materialer er det målt friksjonsvinkler [math]\phi[/math] = 33 til 42 grader, hvor laveste verdi gjelder for ensgradert løst lagret sand, og høyeste verdi gjelder for godt komprimert sprengstein. For grovkornige materialer, hvor attraksjonen a er tilnærmet lik 0, er friksjonsvinkelen lik rasvinkelen for materialet, dvs. den skråningsvinkel som akkurat gir glidning i overflaten av materialet når det legges i en haug så bratt som det er mulig.

5.3 Beregningsmodeller

Til de to jordmodellene hører to korresponderende beregningsmodeller: Totalspenningsanalyse (Su-analyse eller udrenert analyse). Effektivspenningsanalyse (a-[math]\phi[/math]-analyse eller drenert analyse)

5.3.1 Totalspenningsanalyse

Totalspenningsanalyse kalles også Su-analyse eller udrenert analyse.

Denne analysemetoden benyttes for korttidstilstanden. Bestemmelse av udrenert skjærstyrke gir grunnlag for å utføre en såkalt totalspenningsanalyse med hensyn på stabiliteten. Metoden brukes der det er påvist leire, og som regel også der det er silt i grunnen.

Utdrenering av porevann med tiden vil føre til at en annen betraktningsmåte kan være riktigere for langtidstilstanden (se avsnitt 5.3.2).

5.3.2 Effektivspenningsanalyse

Effektivspenningsanalyse kalles også a-[math]\phi[/math]-analyse eller drenert analyse.

Denne analysemetoden brukes for å vurdere langtidstilstanden. Drenert skjærstyrke gir grunnlag for å utføre en såkalt effektivspenningsanalyse med hensyn på stabiliteten.

Beregningsmetoden er den eneste som skal benyttes i grovkornige jordarter (sand / grus). Årsaken er at evt. poreovertrykk som følge av økte belastning i slike jordarter umiddelbart vil dreneres bort, og en jordmodell basert på effektivspenning er derfor riktigst.

Der grunnen består av silt, skal effektivspenningsanalyse alltid utføres i tillegg til totalspenningsanalyse. Det kan dessuten være aktuelt å vurdere langtidstilstanden også der grunnen består av leire. Et typisk eksempel er skjæringsskråninger, der korttidstilstanden rett etter utgraving korresponderer med totalspenningsanalysen (udrenert), mens tilstanden etterhvert vil nærme seg effektivspenningstilstanden (drenert).

Av ovenstående framgår at kjennskap til grunnvannsstand og poretrykk er en forutsetning for å kunne utføre stabilitetsberegninger på effektivspenningsbasis.

Tabellen under gir en oppsummering av hvilken beregningsmåte som bør utføres for varierende jordarter.


Tabell 4.3 Jordarter og analysemetoder, oppsummering

Jordart Totalspenningsanalyse Effektivspenningsanalyse Kommentar
Grus,

Sand, Stein

X
Silt X X Laveste beregnede

sikkerhet av total- og effektivspenningsanalysen gjelder

Leire X (x) Analyse av langtids-tilstand

kan være aktuell f.eks. i skjæringer


5.4 Krav til beregningsmessig sikkerhet

Sikkerhet mot utglidning (materialkoeffisient) skal dokumenteres med anerkjente beregningsmetoder.

Minimumskrav til materialkoeffisient (sikkerhetsfaktor) som skal benyttes ved beregning av stabilitet er gitt i tabell 4.1.

6 LAST FRA JERNBANE

For dimensjonerende laster gjelder NS 3479 "Prosjektering av bygningskonstruksjoner. Dimensjonerende laster".

Ved geotekniske beregninger for jernbane av:

  • fyllingers stabilitet og bæreevne
  • midlertidige/provisoriske forstøtninger mot sporet

regnes en dimensjonerende linjelast lik 110 kN/m enkeltspor. Se nedenstående figurer.


Fig521 0408.png

Figur 4.8 Dimensjonerende linjelast for enkeltsporet jernbane


For dobbeltspor regnes begge spor belastet samtidig. Det ene sporet belastes med 110 kN/m, og det andre sporet belastes med 90 kN/m. Ugunstigste belastningstilfelle benyttes.


Fig521 0409.png

Figur 4.9 Dimensjonerende linjelast ved dobbeltsporet jernbane

Lastene gjelder fyllinger på fri linje samt midlertidige konstruksjoner, og ikke for beregning av brukar, støttemurer og andre permanente konstruksjoner, samt større kulverter. Her gjelder andre laster (lasttoget - se bruregelverket, JD 525).

7 FYLLINGSSTABILITET

Stabil skråningshelning er en funksjon av materialtype og fyllingshøyde. Tabell 4.4 viser anbefalte verdier for maksimal skråningshelning for jernbanefyllinger. Den interne stabilitet av fyllingen vil være i orden hvis verdiene følges. Her regnes fyllingshøyde som hele høyden fra terreng og opp til sporet, dvs. inkludert fylling opp til traubunn, evt. frostsikringslag, forsterkningslag og ballast.



Tabell 4.4 Veiledende fyllingsgeometri

Maksimal

fyllingshelning

Sprengstein, H (m) Grus, sand, H (m) Leire/silt, H (m)
1:1,5 0-15 0-5 -
1:1,75 >5 5-10 -
1:2 - >10 0-5
1:2,5 - - 5-10
1:3 - - >10


Totalstabiliteten, dvs. den globale stabilitet for fyllingen og dens undergrunn, må imidlertid alltid kontrolleres, da det i tabellen er forutsatt at grunnen under fyllingen er bæredyktig. Dette må dokumenteres i hvert enkelt tilfelle.

Grunnundersøkelser må derfor som hovedregel alltid utføres, og grunnens styrkeparametre måles i laboratorium og/eller i felt. Med norske grunnforhold, hvor bløte leirer hyppig påtreffes, kan selv relativt lave fyllinger føre til stabilitetsproblemer under gitte betingelser.

Fyllingens totalstabilitet vil med andre ord være bestemt av trafikklast, fyllingshøyde og -geometri samt grunnforhold, og da i særdeleshet av grunnens styrkeparametre. Dårlige grunnforhold kan innebære betydelige begrensninger av mulige fyllingsvekter, og føre til endrede betingelser for utformingen. Spesielle tiltak for å sikre tilfredsstillende stabilitet vil ofte være aktuelt, se senere avsnitt.


8 STABILITETSBEREGNINGER

Stabilitet kan beregnes på en rekke forskjellige måter. Det gås her ikke i detalj på alle metodene, men gis en introduksjon for enkelte av disse.

8.1 Innledende vurdering av stabiliteten

For innledende vurderinger av stabiliteten i et prosjekt kan det være fornuftig å gjennomføre enkle analyser for å avklare hvorvidt det overhodet er vesentlige stabilitetsproblemer. Dette kan gjøres på flere måter:

8.1.1 Forenklet bæreevnebetraktning

Som et enkelt overslag kan en fylling betraktes som et fundament, hvor maksimal fyllingshøyde med tillegg for toglast vurderes som et fundament plassert på terrengnivå. Bæreevnen for et slikt tenkt fundament (antatt ingen terrenglast ved siden av fyllingen) på Su-basis må ikke overskrides.

Maksimalt tillatt grunntrykk for et slikt ”ekvivalent fundament” er:

[math]q_v\le 5,14\cdot\frac {S_u} {\gamma_m}[/math] (4.8)

der:

  • v er maksimalt tillatt grunntrykk for det ”ekvivalente fundamentet”
  • Su er grunnens udrenerte skjærstyrke
  • [math]\gamma_m[/math] er materialfaktoren

Beregningen tar ikke hensyn til styrke av selve fyllingsmaterialet, og er derved på sikker side.


Fig521 0410.png

Figur 4.10 Fyllingsvekt fordelt som last på tenkt fundament


EKSEMPEL: Overslagsberegning av fyllingsstabilitet

Vi antar materialfaktor [math]\gamma_m[/math]m = 1,3. Etter formel 4.8 skal qv da ikke overstige ca. 4 ganger S[math]u[/math].

Fyllingshøyde: 3 m, [math]\gamma_{fylling}[/math] = 19 kN/m3. Dette gir grunntrykk 3•19 = 57 kPa Karakteristisk skjærstyrke Su = 15 kPa, qV [math]\approx[/math] 4 • 15 kPa = 60 kPa

Vi bør her begynne å bli bekymret, i det vi ser at lasten fra fyllingsvekten nærmer seg maksimalt tillatt grunntrykk for et tenkt fundament i terrengnivå. Hvis fyllingshøyden øker ytterligere, eller vi benytter en høyere materialfaktor, for eksempel [math]\gamma_m[/math] = 1.55, går dette ikke bra. Her er det derfor behov for nærmere analyser!


8.1.2 Janbus direktemetode

Direktemetoden for beregning av stabilitet [Janbu] er effektiv dersom forutsetningene holder, se figur 4.11. Diagrammer er utarbeidet for idealiserte problemstillinger med skråningsstabilitet, og for både total- og effektivspenningsanalyse, se figur 4.12 og 4.13.

Ved bruk av metoden er forutsatt at glideflatene er sirkulærsylindriske.

Her er medtatt et eksempel på bruk av direktemetoden for totalspenningsanalyse.


Fig521 0411.png

Figur 4.11 Eksempel direktemetoden, totalspenningsanalysen (Su)


EKSEMPEL: Direktemetoden for Su

Su = 20 kN/m2
[math]\gamma[/math] = 20 kN/m3
[math]\gamma_W[/math] = 10kN/m3
HELNINGSVINKEL tan[math]\alpha=\frac {1} {1,67}= 0,6[/math]
[math]\alpha=31^\circ[/math]
HØYDER H=1,2+2,3=3,5m
D=1,5m
DIM. PARAMETER: X0=x0•H=0,8•3.5=2,8
Y0=y0•H=1,6•3,5=5,6
FRA DIAGRAM: N0=6,3
[math]\mu_q[/math]=0,96
[math]\mu_f[/math]=1,0
[math]\mu_w[/math]=0,93
SIKKERHET: [math]\sigma_d=\frac{20 \cdot 3,5+10 \cdot 2,3} {0,96 \cdot 0,93} = 63,8[/math]



Fig521 0412.png


Figur 4.12 Diagrammer, Janbus direktemetode for Su-analyse


Fig521 0413.png

Figur 4.13 Diagrammer, Janbus direktemetode for a- φ-analyse

8.1.3 Beregning av stabiliteten for sirkulærsylindriske glidesnitt

Ofte er det aktuelt å utføre stabilitetsberegninger av sirkulærsylindriske glidesnitt som ikke kan løses med direktemetoden. I dette avsnittet er vist hvordan dette kan gjøres for hånd (bruk av dataprogrammer er omtalt i avsnitt 8.2.

Beregninger kan utføres som:

  • totalspenningsanalyse
  • effektivspenningsanalyse


Beregninger blir ved forutsetning om sirkulærsylindriske glidesnitt forholdsvis enkle å utføre, og da spesielt for totalspenningsanalysen, se figur 4.14. Styrken forutsettes da konstant langs deler av glideflaten, og gir et stabiliserende moment:

[math]M_{stab} =\tau \cdot R \cdot l[/math] (4.9)


der:

  • Mstab er stabiliserende moment
  • er skjærspenning langs glideflaten (forutsatt konstant)
  • R er radius for den antatte glidesirkel
  • l er lengden på det sirkelsegmentet glidesnittet utgjør


Drivende moment beregnes som summen av delmomenter ut fra areal, og derved vekt, av de forskjellige lameller som til sammen utgjør glidesnittet, se eksempel lenger bak i avsnittet. Lamellene tenkes ved beregningene å ha bredde 1 m inn i papirplanet. (Normalt tas det ikke hensyn til sidekrefter på lamellene.)

Kjennskap til romvekt og skjærstyrke i grunnen er nødvendige forutsetninger for å kunne utføre stabilitetsberegningen.


Fig521 0414.png

Figur 4.14 Prinsippskisse, beregning av stabilitet ved sirkulærsylindrisk glideflate


Figur 4.15 viser et eksempel på håndregning av stabiliteten for et tenkt glidesnitt ved totalspenningsanalyse.

Jorden innenfor den aktuelle glideflaten er inndelt i et passende antall lameller, her valgt 5 stk.


Fig521 0415.png

Figur 4.15 Eksempel på Su-analyse, sirkulærsylindrisk glidesnitt og inndeling i lameller

EKSEMPEL: Beregning av stabilitet, totalspenningsanalyse


[math]\sum M_0 = 0[/math]


[math]F = \frac {R \cdot \sum (S_u \cdot \Delta l)} {\sum (\Delta W \cdot x) + q \cdot a \cdot b}[/math]


R = radien i den valgte skjærflaten

W = tyngden av jordprismet over skjærflaten

x = horisontal avstand fra sirkelsentrum til tyngdepunktet i jordprismet

q.B = Q = ytre kraft

a = Qs kraftarm målt fra sirkelsenter


[math]\Delta W[/math] X [math]\Delta W \cdot x[/math] [math]S_u \cdot \Delta l [/math]
1 107,4 5,2 558 [math]\Delta l = 2\pi r \cdot \frac {\alpha} {360} = 13,95 m[/math]


[math]S_u \cdot \Delta l = 20 \cdot 13,95 = 279[/math]



279

2 255,0 2,8 714
3 170,0 0,25 43
4 100,4 + 9,4 -1,6 -178
5 46,2 + 35,7 -3,2 -262
875










[math]F = \gamma_m = \frac {7,4 \cdot 279} {875 + (10 \cdot 5,5) \cdot 4,0} = \frac {2064,6} {1095} = 1,89[/math]


Ved effektivspenningsanalyse blir beregningen noe mer arbeidskrevende, fordi det da må tas hensyn til skjærstyrkens spenningsavhengighet. Effektivspenningene i glideplanet beregnes ut fra romvekt/grunnvannsstand, og beregnes som normalspenning på tangentplanet for de enkelte lameller som velges benyttet. Tangenten legges gjerne midt under hver enkelt lamell, se figur 4.16.


Fig521 0416.png

Figur 4.16 Effektivspenningsanalyse og resultater for flere glideflater


Når man har regnet et antall skjærflater, kan resultatene plottes inn i figuren, slik at det visualiseres hvor den mest utsatte skjærflaten befinner seg.

For overslag, for eksempel for å gjøre noen vurderinger tidlig i et prosjekt, eller for å løse et relativt enkelt og oversiktlig problem, er håndregning på denne måten en vel anvendbar metode. Søking gjennom et høyt antall glidesirkler vil imidlertid ved håndregning bety et stort arbeid for å finne den glidesirkel som gir minste sikkerhet. Normalt regnes et mindre antall skjærsirkler for å gi en orientering om stabilitetsforholdene. De aktuelle skjærsirklene hvor beregninger bør gjøres, velges forholdsvis lett ut av en erfaren geotekniker.

8.2 Beregningsprogrammer

Utviklingen av geotekniske dataprogrammer har også gitt muligheten for effektiv beregning av stabilitetsforhold.

Det eksisterer programmer som automatisk søker etter skjærflaten med laveste sikkerhet innenfor et angitt søkeområde. Glideflaten kan om ønskelig bestemmes å gå ut f.eks. i foten av skråningen for alle beregninger. I tillegg kan også ikke-sirkulære skjærflater beregnes, sideeffekter kan tas med under visse forutsetninger osv. I det hele tatt er programmene blitt svært lette i bruk.

En stor fordel ved enkelte programmer er at grunnundersøkelser og beregninger kan fremstilles samlet i DAK-tegninger, slik at de parametre som er benyttet ved beregningene kan kontrolleres direkte mot sonderingsresultater mv.

Ved bruk av beregningsprogrammer bør det alltid kontrolleres at resultatene ligger i det området en forventer, dvs. enten ved at en har foretatt en forutgående forenklet analyse for hånd/direktemetoden e.l., eller ut fra erfaring.

Husk: Resultatet av beregningene blir aldri bedre enn det datagrunnlaget som legges inn. Elegante framstillinger kan ikke kompensere for mangelfulle grunnundersøkelser eller manglende forståelse av de geotekniske sammenhenger

9 TILTAK VED DÅRLIG STABILITET

Tiltak for forbedring av stabiliteten vil hovedsakelig kunne deles i 2 typer tiltak:

1. Styrkeforbedring av jorden eller etablering av bærende konstruksjoner

2. Reduksjon av skjærspenningen i jorden

Figuren under viser eksempel på spenningsreduksjon ved terrassering og utslaking av skråninger (figur til venstre), og styrkeforbedring av grunnen ved kalk-/sementstabilisering (figur til høyre).


Fig521 0417.png

Figur 4.17 Eksempler på stabiliserende tiltak


9.1 Styrkeforbedring av jorden / bærende konstruksjoner

Stabilitetsforholdene kan tenkes utbedret på en rekke alternativer måter. Vanlige er for eksempel følgende tiltak:

  • masseutskifting
  • pælet fylling
  • steinpillarer under fylling
  • kalk-/sementforsterkning (pæler og ”grouting”)
  • dypdrenering
  • forbelastning
  • forstøtninger

Dessuten er det utviklet spesielle metoder som:

  • elektroosmose
  • saltdiffusjon

De sistnevnte metodene er i dag ikke i praktisk bruk i særlig utstrekning her i landet, og omtales ikke spesielt her. Forstøtninger omtales heller ikke i dette kapitlet. Her vil i hovedsak kort beskrives de mest vanlige former for grunnforsterkning.

9.1.1 Masseutskifting

Som regel er masseutskifting det billigste alternativ for grunnforbedring, i sær hvis dybde til fast grunn er moderat.

Masseutskifting ved graving Stedlige masser graves ut, og erstattes med bæredyktige masser i nødvendig utstrekning. Dette kan være et meget aktuelt tiltak der det er torv og gytje i grunnen ned til begrensede dybder. Grunnforhold med torv og gytje vil gi både stabilitets- og setningsproblemer, noe som medfører varige driftsproblemer for sporet, som regel over mange år/tiår.

Ofte vil masseutskifting av gytje og torv av praktiske grunner måtte foregå i vannfylt byggegrop, fordi årsaken til forekomsten av bløte masser er ofte nettopp stort vanntilsig, eller at området ligger i en forsenkning i terrenget. I de tilfeller der det ikke er mulig å legge ut masser i tørr byggegrop, må det unngås å benytte siltige masser, da disse ikke vil være mulig å komprimere tilfredsstillende under vann. Det må i slike tilfeller kun benyttes sprengstein eller grusmasser.


Fig521 0418.png

Figur 4.18 Masseutskifting under fylling


Masseutskifting ved fortrengning Ved lav skjærfasthet i grunnen kan fortrengning av underliggende bløte masser være en anvendelig metode ved bygging av fylling. Fyllmassene legges ut med overhøyde 1-3 m som endetipp eller som en smal stripe langs senterlinje av fyllingen. Vegetasjon bør fjernes før utfyllingen tar til. Det bør anvendes tunge fyllmasser, primært sprengstein, men alternativt grus, sand eller morene.

Fortrengning av bløte masser kan sjelden forventes å skje helt ned til fast grunn, og en viss setningsutvikling må derfor forventes. Supplerende sprengning kan derfor være gunstig, se neste avsnitt.


Masseutskifting ved sprengning Masseutskiftning i myrområder kan også utføres ved at det sprenges foran fyllingen, slik at steinmasser erstatter myrmassene. En må da ha undersøkt grunnforholdene tilstrekkelig, slik at en er sikker på at sprengningen ikke kan forårsake utilsiktede utglidninger.

Sprengning utføres i bløte masser foran endetipp for fyllingen, som legges ut med overhøyde.


Fig521 0419.png

Figur 4.19 Masseutskifting


9.1.2 Pælet fylling

Hvis det ikke er mulig å masseskifte evt. bløte masser under fyllingen, kan det være et alternativ å pæle under fyllingen. Dette kan gjøres på mange alternative måter, og hvert enkelt tilfelle må derfor vurderes som et spesialtilfelle ut fra grunnforholdene.


Betongpæler/trepæler Vanlige konstruksjonspæler av tre eller betong kan benyttes. Dette vil normalt være kostbare løsninger, og vil derfor bare være aktuelt i spesielle tilfeller. For overføring av lastene fra fyllingen til pælene, må det også lages pælehatter på toppen av pælene (betong), samt legges ut geonett under fyllingen, se figur 4.20. Særskilt dimensjonering må foretas for å finne riktig omfang og dimensjon av pæler, pæleavstander, pælelengder osv.



Fig521 0420.png

Figur 4.20 Pæling under fylling


Steinpillarer Nedsetting av steinpillarer (evt. sand eller grus) til fast grunn er en metode som ikke er mye benyttet i Norge, men som i utlandet er benyttet en god del. Et eksempel er pæler laget etter ”Franki-metoden”, bestående av komprimert sand, grus eller stein.

Slike pillarer kan være velegnet hvis lastene er utstrakte, og overliggende konstruksjon fleksibel mht. setninger. Det er f.eks. tilfelle for jernbanefyllinger, som kan tåle en del setninger.

Metoden går ut på å bore et hull ned i bløt grunn. Kvalitetsmasser fylles ned i borhullet (foringsrøret), og massene komprimeres. Vanlig diameter på slike pillarer kan være opp mot 0.8 - 1 m. Slike pillarer kan være en løsning der masseutskifting av bløt grunn er et problem, og der forholdene ligger dårlig til rette for kalk-/sementstabilisering (f.eks. der det er høyt organisk innhold i grunnen). For at pælene skal ha tilsiktet effekt, må de nå ned til faste masser.

For at fyllingen mellom pillarene skal kunne hvile på pillarene, benyttes geotekstil/geonett i underkant av fyllingen.

9.1.3 Kalk/sementstabilisering

Teknikken med kalk-/sementstabilisering av grunnen har gjennom de siste tiår utviklet seg enormt, og er også blitt en mer konkurransedyktig metode enn tilfellet var tidligere. I Norden er det hovedsakelig kalk-/sementpæler som er aktuelt, mens det i utlandet også drives utstrakt grouting med sementmørtel i jord. Dette omtales ikke i denne læreboken.


Kalk/sementpæler Det er på 1980– og –90-tallet satt ned enorme mengder med kalk/sementpæler i større samferdselsprosjekter i Norden.

Metoden går i korthet ut på følgende: Ved hjelp av en borrigg presses en kraftig, roterende visp ned i grunnen. Vispen rører om leiren, og samtidig tilsettes kalk og sement i bestemte mengder (ved hjelp av lufttrykk). Vanlig pælediameter er 40 - 100 cm, og normale innblandingsmengder med kalk/sement er gjerne 20-40 kg per lm. ferdig pæl. Ofte velges blandingsforholdet 50/50 kalk/sement.

Pælene settes ned som jevnt fordelte enkeltpæler, eller i spesielle mønstre, for eksempel som ribber eller i gitter, se figur 4.21.


Fig521 0421.png

Figur 4.21 Mønstre for k/s-pæling


Det er ingen tvil om at innblanding av kalk og sement i grunnen har en dokumentert grunnforsterkende effekt. Samtidig har det vist seg at det ofte kan være vanskelig å verifisere eksakt hvilken forbedring som er oppnådd selv om det er utviklet spesielle sonderingsmetoder for dette formålet.

Både i Norge og i Sverige, hvor omfanget av kalk-/sementstabilisering er langt større enn i Norge, har det vært uheldige episoder som kan tilbakeføres til uheldig bruk av metoden.

Sikrest effekt har metoden vist seg å ha til å forbedre bæreevne, samt å redusere setninger ved bygging av fyllinger på bløt grunn.

Mer usikker bruk av metoden er stabilisering av høye skjæringsskråninger ved installering av pæler. Her blir belastningsretningen på pælen en annen (skjær), noe som kan være ugunstig hvis pælen er lagdelt.

En velprøvd anvendelsesmåte er imidlertid k/s-stabilisering innvendig i spuntgroper. Her er deformasjonsbildet et annet, og metoden kan være svært gunstig ved etablering av spuntede byggegroper i bløt leire, se figur 4.22.


Fig521 0422.png

Figur 4.22 Stabilisering av spuntegrop med k/s-pæler Det vil alltid være et tvilsspørsmål hvilken styrke som kan utnyttes / forventes for pælene. Forut for større stabiliseringsarbeider bør det utføres blandeforsøk i laboratorium for å vurdere nødvendig innblanding av kalk/sement, samt utføres enaksialforsøk, men heller ikke dette vil alltid medføre at man får representative verdier i forhold til fullskala arbeider i felten. Både vingeboringer og CPT-sonderinger i stabilisert grunn er forsøkt, samt korrelerte sonderingsmåter fra Sverige (FOPS osv.).

Det anbefales ikke å utnytte over en skjærstyrke over 100 kPa i stabilisert pæl.

For å få dimensjonerende verdi til beregninger, regner man ut gjennomsnittsverdi for jordvolumet i forhold til pæleavstand og pæletverrsnitt, basert på skjærstyrke i hhv. uforsterket og forsterket grunn.

Kalk-/sementstabilisering bør som hovedregel ikke benyttes i humusholdige jordarter, torv, myr osv. I slike jordarter vil styrkeforbedringen som regel være minimal.

9.1.4 Forbelastning og dypdrenering

Forbelastning Hvis byggeperioden er lang, vil bløt leire i grunnen kunne forbedres ved forbelastning. Dette innebærer at grunnen belastes med en fylling med overhøyde, dvs. fyllingen bygges høyere enn den planlagte fyllingen. Dette fører til konsolidering av grunnen ved at porevann presses ut, og vil gi en viss styrkeøkning i materialet. I tillegg vil det utvikles setninger, slik at gjenstående setninger i driftsfasen vil reduseres i forhold til om det ikke ble lagt ut forbelastning.


Fig521 0423.png

Figur 4.23 Setningsutvikling med forbelastning


Dypdrenering Forbelastning kan kombineres med dypdrenering. Installering av dypdrenering skjer i våre dager primært ved nedpressing av plastdren ved hjelp av en spesielt tilpasset rigg med høyt tårn. Tidligere ble det benyttet sanddren til samme formål.

Installering av dypdrenering vil øke konsolideringshastigheten i grunnen, særlig i dybden, siden drensveien nå vil være sterkt redusert.


Fig521 0424.png

Figur 4.24 Dypdrenering


Betenkeligheter ved metodene Forbelastning, og særlig forbelastning kombinert med dypdrenering, er metoder som kan virke besnærende i sin enkelhet, og tilsynelatende gi entydig positive effekter på byggeprosjektet. Metodene har store fordeler der de er egnet. På tross av dette bør de benyttes med omtanke og forsiktighet, og den som prosjekterer må skaffe seg oversikt over helheten i setningssituasjonen i det enkelte tilfelle.

Forbelastning:

  • Påløpte setninger i forbelastningsperioden kan ikke direkte sammenlignes med beregnede setninger for fylling uten forbelastning. Hvis det for eksempel er målt 20 cm setning i forbelastningsperioden, blir ikke gjenstående setninger etter at forbelastningen fjernes automatisk redusert med de samme 20 cm sett i forhold til om fyllingen ble bygget uten forbelastning. Årsaken er at en stor andel av setningene vil foregå i de øvre lag av undergrunnen i den første tiden etter pålastning, mens det tar lengre tid for setningene å utvikles i dypere lag. Derved kan store setninger gjenstå i dybden også når forbelastningen fjernes. Det kan som følge av dette forventes at totale setninger øker noe som følge av forbelastningen.

Dypdrenering/forbelastning:

  • Bruk av dypdrenering kan også redusere evt. poreovertrykk i grunnen. Før dypdrenering installeres, bør derfor in situ poretrykksfordeling alltid måles. Dessuten må den hydrologiske sammenhengen i tilstøtende områder vurderes. Hvis dypdreneringen punkterer et vannførende lag, kan tiltaket gi setninger i store områder.
  • Forbelastning vil sette opp poretrykksgradienter i undergunnen. Dette kan muligens bryte ned strukturen i materialet, slik at grunnen ikke blir vesentlig forbedret, men derimot svekket. Dette kan særlig være tilfelle der høy forbelastning kombineres med dypdrenering. Her vil poretrykksgradienten rettes horisontalt inn mot drenene, og jordens struktur kan tenkes påvirket av dette.
  • Generelt bør bruk av dypdrenering nær inntil eksisterende spor frarådes, da tiltaket vil fremkalle setninger også til side for det dypdrenerte området, og derved påvirke kvaliteten på eksisterende spor. Hvis metoden likevel benyttes, må de ansvarlige for driften av banen trekkes inn ved planleggingen, slik at det kan tas høyde for forventede setninger i driftsorganisasjonen.

9.2 Spenningsreduserende tiltak

Med spenningsreduserende tiltak menes i første rekke tiltak som gjør at skjærspenningene i grunnen reduseres.

9.2.1 Motfylling

Utlegging av motfylling ved siden av en planlagt jernbanefylling vil redusere skjærspenningene i grunnen. Dette forbedrer den beregnede stabiliteten. Imidlertid skal en være klar over at setningene normalt også vil øke vesentlig ved et slikt tiltak, pga. større tilleggsspenninger i grunnen (spesielt i dypere lag).

Motfyllingen skal legges med fall 1:20 vekk fra fyllingen. Prinsipp for utlegging av motfylling er vist i figur 4.25.

Masser som benyttes i motfyllingen, skal bestå av vanlige "tunge" jordmasser. Sprengsteinsmasser med stor stein, bør unngås i det underste laget. Organisk jord eller lett bygningsavfall o.l. må ikke benyttes.

Hele motfyllingen må legges ut før selve jernbanefyllingen legges ut. Stabiliteten må beregnes og være tilstrekkelig for de nødvendige trinn i fyllingsarbeidet.


Fig521 0425.png

Figur 4.25 Prinsipp for utlegging av motfylling


9.2.2 Skråningshelning og terrassering

Skjæringsskråninger i jord kan bli ustabile selv ved små skjæringsdybder. For å bedre stabiliteten kan skråningshelningen evt. reduseres. Dette gir større arealbehov, og bør derfor være klarlagt senest under detaljplanleggingen.

I ekstreme tilfeller, der skjæringene blir svært brede pga. slake skråninger, kan det i stedet benyttes bakkeplanering med skråningshelning 1:10. På denne måten kan skjæringsarealet gjenvinnes til f.eks. landbruksformål.

Et alternativt tiltak er å utføre skråningen i trinn ved å etablere terrasser. En skal imidlertid være klar over innvirkningen i stabilitetsberegningene ved utforming av slike tilfeller. Avlastning ved terrassering kan gi redusert stabilitet for en annen skjærsirkel, se figur 4.26. I dette tilfellet vil stabiliteten av den største skjærsirkelen antatt bli forverret pga. terrasseringen.


Fig521 0426.png

Figur 4.26 Terrassering og skjærsirkler

9.2.3 Lett fylling

Som nevnt foran kan utlegging av motfylling bidra til økte setninger, selv om stabiliteten forbedres som følge av tiltaket. Alternativet kan da være å redusere skjærspenningene ved at fyllingens romvekt reduseres ved innbygging av lette fyllmasser. Ved bygging av lett fylling oppnås altså to forskjellige mål samtidig:

  • stabiliteten forbedres
  • setningene reduseres

I tillegg reduseres arealbehovet sett i forhold til om det legges ut motfylling.

Som byggemateriale i lette fyllinger skilles normalt mellom lettklinker og ekspandert polystyren (EPS).


Fylling av lettklinker I tabellen 4.5 er det beskrevet krav til lettklinker for bruk i underbygningen.


Tabell 4.5 Fraksjon, densitet og tyngdetetthet for lettklinker

Gradering (mm) Densitet tørr (kg/m3) Dimensjonerende tyngdetetthet [kN/m3
over vann under vann
0 - 32 400 6 8


Figuren under viser prinsipp for oppbygging av jernbanefyllinger av lettklinker.


Fig521 0427.png

Figur 4.27 Prinsippskisse: oppbygging av lett fylling.


Det kan også være aktuelt å benytte lettbetong og lettklinkerbrudd til lette fyllinger.


Fylling av polystyren I prinsippet utføres fyllinger av polystyren iht. retningslinjer gitt i blankett 482 ‑ 484 utar­beidet av Veglaboratoriet for bruk i vegfyllinger. Utover de generelle anvisninger for planering, utlegging og oppbygging av fyllingen (som vil være felles for vei og jernbane), gjelder punkter i dette regelverk spesielt for jernbanen.

Følgende krav gjelder for ekspandert polystyren (EPS) for bruk i underbygningen:

  • Materialet skal være blokker av ekspandert polystyren (EPS) med trykkstyrke minimum 200 kN/m2 (ved 5 % deformasjon), og densitet minimum 30 kg/m3.
  • Det ytterste blokklaget, eventuelt hele fyllingen, skal bestå av brannhemmende (selvslukkende) materiale. (I praksis vil det ofte være praktisk å benytte samme type materiale i hele fyllingen.)

EPS-fylling skal i sin helhet ligge over grunnvannstand eller høyeste flomvannstand. Spesielt skal faren for vanntrykk i bakkant av fyllingen påaktes.

Det anbefales ikke større tykkelse på EPS-laget i fyllingen enn 3,5 m. Spesielle vurderinger av fyllingens egenstabilitet skal gjøres hvis fyllingen er usymmetrisk.

Prinsippet for oppbygging av jernbanefyllinger av EPS er vist i figur 4.28.


Fig521-211.png

Figur 4.28 Prinsipp for bruk av ekspandert polystyren-blokker i jernbanefylling.

9.2.4 Dreneringstiltak

I skjæringer i tette masser står ofte grunnvannet høyt. Dette vil redusere stabiliteten (effektivspenningsbasis). Ofte er drenering av skråningen et tilstrekkelig middel til å sikre skjæringsstabiliteten. Dette kan gjøres ved å senke grunnvannstanden permanent ved etablering av pukkfylte grøfter nedover i skråningen.

For nærmere beskrivelse av tiltak for sikring av overflatestabilitet vises også til Statens Vegvesens håndbok i skråningssikring.


9.3 Fyllingsfot

Når fyllingen legges ut i bratt tverrskrånende terreng, må den lokale stabiliteten ved fyllingsfoten vurderes og påaktes spesielt.

Det må sørges for god kontakt mellom fylling og underliggende terreng. Når terrenget skråner brattere enn 1:3, etableres såleforsterkning etter prinsipp som vist på figur 4.29. Fortanning av fjellet kan være aktuelt.

Fig521 0429.png

Figur 4.29 Såleforsterkning

10 STABILITETSVURDERing av EKSISTERENDE BANER

10.1 Generelt

Vurdering av stabilitetsforholdene for eksisterende fyllinger er ofte kompliserte sett i forhold til vurdering av nye fyllinger. Årsakene er blant annet:

  • Ukjente grunnforhold, som i tillegg kan være vanskelige å undersøke tilfredsstillende.
  • Usikkerhet vedrørende oppbygging av fyllingen (materialer).

I de tilfeller en eksisterende fylling er ”urolig”, viser tegn til bevegelse, eller setninger begynner å utvikles, bør det snarest innhentes geoteknisk vurdering av sakkyndig. Det er normalt en klar årsak til at en fylling, som kanskje har ligget rolig i over hundre år, begynner å bevege seg. Svært ofte er det feil ved for eksempel dreneringsanlegget som er årsaken. I svært mange tilfeller er det menneskelig aktivitet i nærheten som er årsaken til de registrerte bevegelsene, for eksempel grave-/fyllingsarbeider.


10.2 Forslag til arbeidsmetodikk

Det kan foreslås følgende ”metodikk” for vurdering av slike fyllinger:


Trinn 1: Befaring

For å kunne gjøre en best mulig vurdering av forholdene, bør det alltid utføres befaring på det aktuelle stedet. Bl.a. bør dette gjøres for å avdekke evt. synlige årsaker til de problemer som er oppstått, bli kjent med ”historien” på stedet ved å snakke med banemannskapene osv.


Trinn 2: Grunnlagsmateriale

Mest mulig bakgrunnsinformasjon og grunnlagsmateriale finnes fram. Dette kan omfatte:

  • informasjon fra bygging av strekningen, historiske data fra stedet
  • informasjon om tidligere utglidninger
  • måling av deformasjoner på sporet/utsetting av målepunkter settes i gang
  • nødvendige profiler måles inn
  • hva er kjent om grunnforholdene, på stedet eller i nærheten?


Trinn 3: Grunnundersøkelser

Der det ikke er tilstrekkelig kunnskap om grunnforholdene til å kunne gjøre en geoteknisk vurdering av forholdene, bør det foretas grunnundersøkelser.

Slike undersøkelser kan være vanskelige å utføre tilfredsstillende ved trafikkert spor, og må derfor planlegges i forhold til sportilgang/strømbrudd osv. Det er av samme årsak ofte ikke mulig å få undersøkt forholdene under selve jernbanefyllingen, slik at en er henvist til å utføre undersøkelser ved fyllingsfot. Dessuten er fyllingsskråningene ofte bratte, og gir dårlige adkomstmuligheter.

Ved undersøkelser ved siden av fyllingen får en ikke alltid verifisert om det har pågått konsolidering av grunnen under fyllingen, noe som kan ha stor betydning for stabiliteten. Dette kan alternativt forsøkes dokumentert med skråsonderinger og gjerne vingeboringer innunder fyllingen.

I figur 4.30 er det vist eksempel på skrå vingeboring innunder en jernbanefylling. Boringene har klart dokumentert konsolideringseffekt under sporet på grunn av jernbanefyllingens vekt (jfr. skjærstyrke i vingeboring under og til side for sporet). Undersøkelsene er foretatt ca. 100 år etter at fyllingen ble utlagt, og det er grunn til å tro at stabilitetsforholdene var langt dårligere da fyllingen ble utlagt enn de er i dag.


Fig521 0430.png

Figur 4.30 Undersøkelser/boringer under fylling (eksempel fra Østfoldbanen)


Trinn 4: Vurderinger og beregninger

I de tilfeller det gjøres stabilitetsberegninger for eksisterende fyllinger, kommer disse ofte ut med svært lav beregningsmessig sikkerhet, ofte under 1.0. Dette er ofte et problem for baneeier, som står ansvarlig for at underbygningen er forskriftsmessig. Stabilitet under 1.0 betyr egentlig at fyllingen er labil, og er nær ved å gli ut (eller skulle ha gjort det allerede). Hvis en fornuftig vurdering gir en slik konklusjon, bør stabilitetsforbedrende tiltak utføres snarest.


Trinn 5: Tiltak

Der sikkerheten beregningsmessig er uakseptabelt lav, vil det normalt være riktig å utføre stabilitetsforbedrende tiltak. Tiltak må gjøres ut fra en totalvurdering av situasjonen. Har en under beregningene kommet fram til at sikkerheten i dag er under 1.0, f.eks. 0.8, kan denne vurderingen gjøres i to trinn:

  • Sikkerheten forutsettes i dagens situasjon å være 1.0, dvs. det gjøres en oppjustering av beregningsforutsetningene.
  • Deretter vurderes tiltak som forbedrer stabiliteten. Normalt vil det være akseptabelt å øke sikkerheten med 20-30%, dvs. til F = 1.2 - 1.3. Dette innebærer en vesentlig forbedring. Hvis en her skulle sammenlikne med krav til nye banestrekninger, skulle sikkerheten normalt vært minst ca. 1.5 for Su-betraktninger. Imidlertid skal en her merke seg at vi her snakker om banestrekninger som har ligget forholdsvis stabile i f.eks. 100 år, og vi kan derfor med rimelig sikkerhet si at en slik stabilitetsøkning er reell og betydelig, og normalt er den foreslåtte økningen akseptabel. Vi har i slike tilfeller visshet for at forholdene ikke er vesentlig dårligere enn at stabiliteten i dag må antas å være ca. 1.0, og økningen forutsettes derfor i sin helhet å øke stabiliteten utover 1.0.

Valg av tiltak vil være svært avhengig av sted, situasjon osv. Ofte kan utlegging av motfylling være et egnet tiltak, men dette kan igjen fremkalle setninger på sporet over tid. Støttekonstruksjoner som spunt kan være aktuelt, og det samme kan avlastning av fyllingen med innbygging av lette masser. Dette er imidlertid ofte vanskelig å få til på grunn av togtrafikken, eller pga. vanskelig tilgjengelighet.

Generelt må stabiliserende tiltak på eksisterende baner prosjekteres spesielt i hvert enkelt tilfelle, da det ofte er de praktiske begrensninger som avgjør løsningene i større grad enn ved bygging av nye banestrekninger.







LITTERATURHENVISNINGER


1. Janbu, Nilmar – Grunnlag i geoteknikk, Tapir Forlag (1970)

2. Olav R. Aarhaug – Geoteknikk og fundamenteringslære, NKI-forlaget (1984)

3. Gøte Lindskog – Geoteknik, Svenska bokförlaget Bonniers (1964)

4. NGF-veiledning nr. 2 - Veiledning for symboler og definisjoner i geoteknikk, presentasjon av geotekniske undersøkelser, NGF (199x)

5. Kursdagene NTNU 98 – Spuntkonstruksjoner i praksis, NGF/NBF/NIFNTNU (1998)

6. FOU-rapport – Grunnforsterkning med kalksementpæler, Jernbaneverket, Veidekke, SND (1998)

7. Statens Vegvesen håndbok 016 - Geoteknikk, Veglaboratoriet (199x)

8. Statens Vegvesen håndbok 018 - Veg på bløt grunn, Veglaboratoriet (1995)

9. Statens Vegvesen, blankett 482-484, Veglaboratoriet (1991)