Rev. Figur. Dato. Rev Hovedrapport SEJ. Dok.nr./Doc.no. Pr.nr./Pr.no. Prosjekt/Project. Rev.dato/Date. Dato/Date.

Transkript

1

2 dato/date av/rev by Side/Pagee i REVISJONSLISTE Rev A Endringer Figur 8.2 gjeninnsatt Rev Dato

3 dato/date av/rev by Side/Pagee ii INNHOLDSFORTEGNELSE REVISJONSLISTE... I INNHOLDSFORTEGNELSE... II SAMMENDRAG... V INNLEDNING GENERELT DEFINISJONER PROSJEKTERINGSFORUTSETNINGE 1.4 KONSTRUKTIV UTFORMING PROSJEKTERINGSMETODER BYGGEMETODER ER Sugankere Ankerliner Pongtonger og tårn Forankringskamre Hovedkabler og hengestenger Avstivningsbærer Viadukt SJON AV RESULTATER DISKU RISIKOVURDERING GENERELT USIKKERHET KNYTTET TIL DRIFTSFASEN USIKKERHET KNYTTET TIL ANLEGGSFASEN ANVENDELSEN AV KONSEPTET FOR ANDRE FJORDKRYSNINGE 2.5 KONKLUSJON... GLOBALANALYSE ANALYSEN PARAMETERSTUDIE FORENKLINGER I ANALYSEN.... VINDANALYSE GENERELT BEREGNINGER RESULTATER PARAMETERSTUDIE. BØLGE- OG STRØMANALYSE GENERELT BØLGE- OG STRØMPARAMETRE MASSE- OG STIVHETSVERDIER BEVEGELSESRESPONS FRA BØLGEL 5.5 EFFEKTER FRA STRØM... BEREGNING AV ANKERSYSTEMER GENER 6.2 ANKER R LASTER RELT RSYSTEM... 31

4 dato/date av/rev by Side/Pagee iii DIMENSJONERING AV OVERBYGNING OG TÅRN BYGGING AV PONGTONGER OG TÅRN REFERANSER TEGNINGER A. GLOBALANALYSE A.1 B. VINDANALYSE... B.1 C. BØLGEANALYSE... C.1 D. BEREGNING AV ANKERSYSTEMER... D.1 E. SKIPSPÅKJØRSEL E.1 F. 6.3 BEREG 6.4 RESUL GNINGER LTATER SKIPSPÅKJØRSEL GENERELT SKIPSSTØTSCENARIO 7.3 ANALYSER RESULTATER TILTAK... BEREGNING AV SUGANKERE GENERELT AKTUELLE ANKERE OG DIMENSJON 8.3 RESULTATER OER PONGTONGER GENERELT BESKRIVELSE DIMENSJONERING HYDROSTATISK STABILITET OG ROTASJONSSTIV NER VHET GENERELT OVERBYGNING Stålkasse, ULS Avstivningsbærer, Skipspåkjørsel Horisontalfjær mot landkar Fuge og lager TÅRN Generelt Geometri Dimensjonering Sadel Mengder HOVEDKABEL GENERELT BYGGING AV BETONG PONGTONGER I DOKK OG NÆR LANDD FERDIGSTILLELSEE AV BETONG PONGTONGENE I SOGNEFJORDEN NÆR BRUSTEDET FERDIGSTILLELSEE AV STÅLTÅRN FERDIGSTILLELSEE AV BETONG TÅRN PÅ LAND BEREGNING AV SUGANKERE F.1

5 dato/date av/rev by Side/Pagee iv G. PONGTONGER... G.1 H. DIMENSJONERING AV OVERBYGNING OG TÅRN... H.1 I. J. BYGGING AV PONGTONGER OG TÅRN... I.1 USIKKERHETSANALYSE... J.1 Vedleggene er lagt i egen fil (eget volum)

6 dato/date av/rev by Side/Pagee v SAMMENDRAG Prosjekteringsgruppen bestående avv Aas-Jakobsen, Johs.Holt, Cowi, NGI og Skanska har av Statens vegvesen Region vest fått i oppdrag å utføre et mulighetsstudie for kryssing av Sognefjordenn ved Lavik-Oppedal ved hjelp av flytebru. Fjorden er påå dette stedet omtrent 3700m bred og 1250m dyp, noe som gjør en kryssing medd bru særdeles utfordrende. Konseptet som er undersøkt er en flytende f hengebru med tre spenn samt viadukter på land. Spennviddene over fjorden er 1234m og totallengden av brua er ca. 4400m. Hovedtårnene ute på fjorden flyter på pongtonger av betong, mens tårnene er i stål. De to tårnene som står i strandkantenn er i betong. Pongtonger utføres i betong, mens brubanen utføres i stål. Pongtongenee er forankret til bunnen og land ved hjelp av sugankere og en kombinasjon av strammede stålliner og kjetting. Konseptet er en videreutvikling av prosjekteringsgruppens konseptforslag fra en innledende konkurransefase bestående av en konseptfase og o en dialogfase. I selve mulighetsstudiet er konseptet vurdert med hensyn på p gjennomførbarhet teknisk, byggemessig, miljømessig og risikomessig. Kostnader er ikke vurdert. Konstruksjonens respons på alle relevante belastninger er beregnet ogg vurdert, og alle konstruksjonsdeler er grovdimensjonert for å finne relevante dimensjoner i konstruksjonen. Konstruksjonen er sjekket mot relevante ulykkeslaster, eksempelvis fra kollisjon fra skip. Alle kontroller man har gjort harr gitt tilfredsstillende resultater, noe som innebærer at prosjekteringsgruppenn har konkludert med at konseptet er gjennomførbartt for kryssing av Sognefjorden. Man har i arbeidet anvendt en rekkee ulike kommersielle programverktøy for å analysere oppførselen til konstruksjonen, slik som RM Bridge (globalanalyse, dynamisk vindanslyse, skipspåkjørsel), USFOS (skipspåkjørsel), MIMOSA (anker- og bevegelsesanalyse), WAMIT (bølgeanalyse), Focus (pongtonger), FEM-design (pongtonger) og Novaframe (initiell globalanalyse). I tillegg er det lagett en rekke håndberegninger og regneark basert på teoretiske betraktninger. Det er under gitt en oversikt over vitale data for konstruksjonen: Totallengde hengebrudel Totallengde viadukt Tårnhøyde over vann Dimensjoner pongtongerr Betongvolum pongtonger Ballastvolum pongtonger Stålmengde tårn 3700m ca. 700m 211m ca. 75 x 180m 1 (diameter x høyde) mm 3 pr stk mm 3 pr stk (olivin) 15350t

7 dato/date av/rev by Side/Pagee vi Stålmengde avstivningsbærer inkl. viadukt Mengde hovedkabel Mengde ankeliner Dimensjoner sugankere Mengde sugankere 26270t Ca t (for 2 kabler) m (58810 m line og 2820 m kjetting) ca. 6 x 19m (diameter x høyde) 32 stk Når man skal se videre på konseptet for bruk i Sognefjorden eller andre steder, er følgende problemstillinger identifisert som viktige: Videre bearbeiding av ankerkonfigurasjon Videre bearbeiding av globale grensebetingelser for avstivningsbæreren Videre vurdering av type ankerliner Videre vurdering av eksentriske og retningsavvikende skipsstøt Videre vurdering av dempning fra bevegelse i vann på vindrespons

8 dato/date av/rev by Side/Pagee 1 1. INNLEDNING 1.1 Generelt Mulighetsstudiet for flytebru som kryssing av Sognefjorden for E39 er utført som en del av aktivitetene til Fjordkryssingsprosjektet for fergefri E39. Dette D spesielle brustedet er valgt fordi fjorden her er omtrent 3700m bred og 1250m dyp, og mann har ment at hvis man klarer å finne et gjennomførbart konsept for denne kryssingen, vil man klare k dette også for de andre aktuelle kryssingene. På denne måten søker man å sannsynliggjøree at fergefri E39 er gjennomførbar. Prosjekteringsgruppen bestående avv firmaene Aas-Jakobs en, Johs.Holt, Cowi, NGI og Skanska fikk sommeren 2012 i oppdrag å utføre mulighetsstudiet for kryssing g av Sognefjorden med flytebru etter en tilbudskonkurransee bestående av en konseptfase og en dialogfase. De fem firmaene i prosjekteringsgruppen for dette prosjektet er å betrakte b somm likeverdige i alle henseende. I tillegg har gruppen knyttet til seg spesialisterr på flere viktige fagområder. Prosjektteamets deltagere er gjengitt i tabell under. Tabell 1.1: Prosjektteam Formell oppdragsgiver har vært Statens vegvesen Region vest. Prosjektlederr har vært Lidvard Skorpa. Kontaktperson for flytebrukontrakten har vært Johannes Veie. V 1.2 Definisjoner Betegnelser benyttet i rapporten harr følgende betydning: Flytebru: - Flytende konstruksjon eller den delen av konstruksjonen som holdes oppe av oppdriftslegemer.

9 dato/date av/rev by Side/Pagee 2 Forankringssystem: - Arrangement av kabler ellerr andre typer konstruksjonselementer for det formål f å sikre flytebruas posisjon. Systemet deles inn i følgende bestanddeler: Bunnanker (evt. fjellfeste), ankerliner og toppinnfesting. Oppdriftslegemer: - Pongtonger eller tilsvarendee konstruksjonselementer forbundet med brukonstruksjonen, og tilknyttet eventuelt forankringssystem. Oppdriftslegemer kan genereltt være helt neddykkede ellerr strekke segg opp over havoverflaten. Landfester: - De tilstøtende konstruksjoner ved flytebruas avslutning mot land. Landfeste kan være en del av bruas forankringssystem. Skvalpesone: - Området fra 3 m under MSLV til 3 m over MSHV. Midlere spring lavvann (MSLV) (Middelverdien av påfølgende lavvann omkring ny- eller fullmåne) Midlere spring høyvannn (MSHV) (Middelverd dien av påfølgende høyvann omkring ny- eller fullmåne). Levetid: - Konstruksjonenss levetid regnes fra det tidspunkt den er ferdigg installert. 1.3 Prosjekteringsforutsetninger Prosjekteringsforutsetninger er nedfelt i separat rapport, rapport -01. Sentralt i utformingen av denne harr vært SINTEF-rapporten: «Sognefjorden Opedal-Lavik. Estimat på bølger og strøm, », ref /3/. Manglende informasjon er supplert med relevante antagelser. Som en del av mulighetsstudiet på flytebru er det utført risikoanalyser av skipspåkjørsel i regi av Rambøll, se ref. /12/. Siste revisjoner av deres rapporter og notaterr er hele tiden anvendt som grunnlagg for prosjekteringen. Deler av konstruksjonenn er dimensjonert av selvpålagte krav til nedbøyninger og rotasjoner.

10 dato/date av/rev by Side/Pagee 3 Disse er: Lastkombinasjon SLS karakteristisk kun med vind som variabel last SLS karakteristisk med kun trafikk SLS ofte forekommende med lastfaktor 0.7 på trafikklasten Tabell 1.2: Krav til respons Respons Rotasjon om bruas lengdeakse Vertikal nedbøyning av brubane Rotasjonsvinkel ved opplegg 1,91º º Tillatt verdi 0,50º º Mellom L/200 og L/150, der L=spennvidde Det har gjennom prosjektet vært ulikt grunnlagg å forholdee seg til når det gjelder bunnkoter. I mulighetsstudiet har man tatt utgangspunkt i tilgjengelig informasjonn ved oppstart og lagt til grunn en idealisert utgave av denne, se figur under. I prosessen har oppdragsgiver fremskaffet et mer detaljert grunnlagg for denne delen. Man har allikevel valgt å beholde den viste idealiseringenn som basecase i prosjekteringen. De utarbeidede tegningene reflekterer imidlertid oppdaterte bunnkotekart. Disse bekrefter den flate bunnen, men har noe mer variasjon av bredden og beliggenheten av det flate partiet langs fjorden. Det kan således ha noe innvirkning på endelig plassering av enkelte suganekre. Dette er også reflektert påå tegning. Figur 1.1: Idealisert bunn

11 dato/date av/rev by Side/Pagee Konstruktiv utforming Konstruksjonen er uttegnet på følgende tegninger, se ogsåå eget kapittel: -K001 Oversikt -K011 -K012 -K013 -K014 -K015 Byggefaser, Byggefaser, Byggefaser, Byggefaser, Byggefaser, pontonger og tårn I pontonger og tårn II pontonger og tårn III pontonger og tårn IV pontonger og tårn, dokk/ /kai -K016 -K021 -K022 -K023 -K031 -K041 -K101 -K102 -K103 -K104 -K301 Byggefaser, hovedkabel og brubane Tårn akse 2 og 5 Tårn akse 3 og 4 Landkar/Hori isontalfjær Forankringskamre Avstivingsbæ ærer Pontong. Oppriss og vert ikalsnitt Pontong. Plansnitt kt -130 til kt -175 Pontong. Plansnitt kt -25.5m Pontong. Plansnitt skipsstøtsone Forankringssystem Tabell 1.4: Tegningslistee

12 dato/date av/rev by Side/Pagee 5 Oppsummeringsmessig er konstruksjonsdelenee utformet som s følger: Konstruksjonsdel Bunnankre Ankerliner Toppinnfesting Pongtonger Tårn på oppdriftslegemer Tårn på land Søyler på land Avstivningsbærer Viadukt Landkar Tårnsadler Spredesadler Spredekammer Forankringskammer Utforming Sugankere med diameter 6m og dybde 19m Stålliner med diameterr ca. 150mmm «Fairleads» innfestet til pongtongvegg og festesystem ned jekkemuligheter på pongtongkanten over vann 9 cellers betongflyter Ståltårn med fire bein Betongtårn med to beinn fundamentert på fjelll Skivesøyler i betong med m kapitel Ortotrop stålkasse Ortotrop stålkasse Kasselandkar i betong fundamentert på fjell Sadler i oppsveist stål Sadler i oppsveist stål Betongkonstrukjon i utsprengt fjell i dagen Betongkonstruksjon i utsprengt u fjellhall med adkomstunnel 3D-plott av konstruksjonen er vist i det følgende.

13 dato/date av/rev by Side/Pagee 6 Figur 1.2: Oversikt I Figur 1.3: Oversikt II

14 dato/date av/rev by Side/Pagee 7 Figur 1.4: Oversikt III Figur 1.5: Oversikt IV

15 dato/date av/rev by Side/Pagee 8 Figur 1.6: Under vann (ankerliner( ikke vist) 1.5 Prosjekteringsmetoderr Oversikt over anvendt programvare: Program RM NOVAFRAME USFOS WAMIT MIMOSA FOCUS konstruksjon Fem-design 3D-structure Novaframe Anvendelsesområde Globalanalyse, dynamisk vindanalyse, skipspåkjørsel Innledende globalanalyse Skipspåkjørsel Bølgeanalyse Ankeranalyse og analyse av bølgerespons Pongtonger Pongtonger Initiell globalanalysee

16 dato/date av/rev by Side/Pagee Byggemetoder Sugankere Bygge og installasjonsmetodikk vill avhenge av type ankerr som blir valgt. To typer er beskrevet i kapittel 8 ogg i Appendiks F. Den grunne typenn vil typisk bygges i dokk og fløtes ut for nedsetting på stedet.. Ankeret har innvendige oppdriftstanker som holder det flytende under transport inntil nedsetting. Det dype sylinderankeret vil typisk transporteres på lekter ut til stedet for installasjon. Begge vil installeres ved bruk av tungt kranfartøy som kontrollerer ankeret under nedsettingen. Ankerene vil med de rådende grunnforhold nesten penetrere helt til ønsket nivå med egenvekt. Behov for undertrykk eller sug (i forhold til hydrostatiskk trykk) vil være beskjedent og godt innenfor hva eksiterendee pumpeutstyr kan klare Ankerliner Ankersystem er vist i tegning -K351. Systemet etableres ved att først installeres sugankere (se beskrivelse over) medd bunnkjetting festet til ankeret ogg opphengt på topp av denne konstruksjonen. I ende av bunnkjetting sitter en del av et forbindelseselement utformet slik at forbindelse kan etableres med et fjernstyrt verktøy. Etter at alle ankere er kommet på plass, senkess ankerline med m motsatttt del av forbindelses- ende av elementet ned til anker og forbindelse etableres med fjernstyrt verktøy. Motsatt ankerline festes til et flytelement i overflaten. Når så alle ankerliner er på plass ogg pongtongen er ferdigstilt slepes denne på plass. Toppkjetting forbindes til t ankerlinee ved forbindelseselement og ankersystem strammes oppp ved bruk av jekker inkludert i «fairlead» systemet Pongtonger og tårn Byggingen av de store pongtongene e i betong og tårnene i stål kan i hovedsak basere seg på velkjente teknikker fra bygging av de store betongplattformene for oljeproduksjon i Nordsjøen. Hovedprinsipper for dette arbeidet er gjengitt i kapittel 11. Se også detaljer i Appendiks I Forankringskamre Forenkringskamre og spredekamre skytes ut i fjell via hhv. adkomsttunnel og i dagen. Løsning og omfang vil være tilsvarende som for Hardangerbrua. Vi V har skissert en vertikal forankringsplate Hovedkabler og hengestenger Hovedkabelen bygges opp ved luftspinning, Det monteress først en "catwalk" fra en kabelforankring via de 4 tårn til denn andre kabelforankringen. Catwalken kan sikres med "stormsystemm fra land og til pongtongene.

17 dato/date av/rev by Side/Pagee 10 De enkelte tråder trekkes så over ved luftspinningsmetoden. Enkelttrådene samles så til bunter, totalt er det forutsatt 19 bunter i hver hovedkabel. Den første bunten i hvert kabelplan justeres så inn nøyaktig. Utfordringen for denne metoden er derforr å kontrollere geometrien for første bunt i hvert kabelplan. Innmålingenn av første kabelbunt påå hver side er avhengigg av stille vær uten solstråling, som forr en ettspenns hengebru. De øvrigee bunter justeres i forhold til første bunt på hver side. Vi harr ikke foretatt nærmeree analyserer mht. nødvendig tilbaketrekking av tårnene som står på land og evt. ballastering av de flytende tårnene for å gi en forhåndsutbøyning i bruas lengderetning, men anser ikke dette å væree noe problem. Luftspinning vil nødvendigvis væree en prosesss som er væravhengig og som vil ta t relativt lang tid. Som et alternativ kan man derfor tenke seg å benytte prefabrikkerp rte parallelltrådsbunterr med forankring i hver ende. Disse buntene samles så til enn sirkulær bunt tilsvarende som for luftspunnet kabel. En begrensing i denne metoden vil være vekten avv hver bunt, slik at det da trolig vil måtte produseres flere bunter. Med bruk av 19 bunter, vil enn bunt veie ca 300 tonn, mens med 37 bunter reduseres vekten til ca. 150 tonn. Man kan også dele kabelen i ytterligere bunter for å redusere vekten mht. transport og håndtering. Hovedkabelen vikles og hengestangsfester og hengestenge er monteress på vanlig måte Avstivningsbærer Avstivningsbæreren produseres i seksjoner som vanlig. Det forutsettes at leveransen transporteres inn på 3 lektere/skip som forankres i hvert i de 3 spennene. Kasseseksjonene heises så inn på vanlig måte med kran på kabelen. Innheisingen foregår symmetrisk fra midten hvert av spennene, og samtidig i de 3 spennenee for å unngå unødvendig skjevbelastninger på kabelen. Seksjonene mellom tårnbeina må monteres før dee siste seksjoner inn mot tårn. Til slutt foretas sammensveising, montering av utstyr og asfaltering. a Viadukt Viaduktene er utformet som s kassetverrsnitt. Disse kan monteres entenn fra sjøen ved innheising mellom tårnbeina og transport på kabel i sidespenn. Alternativt kan de monteres fra landsiden.

18 dato/date av/rev by Side/Pagee Diskusjon av resultaterr Brubane Det er gjennomført en dimensjonering av brubjelken forutsatt at brujelken er kontinuerlig fra akse 1 til 6 med bevegelsesfuger i endene. Brua holdes fast i endene med spennkabler som er ca. 500 m lange. Det vil si at kablene festes til brubjelken inne i kassen ca. 500m inn fra landkarene. Siden viaduktene er ca m lange vil innfestningen være på sjøsiden av akse 2 og 5. Videre åpner dette for å flytte bevegelsesfugen til akse 2 og 5. Det valgte konsept har viadukter mellom akse 1 og 2 samtt 5 og 6 somm er forutsatt understøttet på søyler ca. hver m med glidelager i toppen. Den totale t vandringen på lageret blir i størrelsesorden 2.4m. En slik lang bevegelse kan være problematisk med tanke på at smuss og skitt kan legge seg i sporet for sidestyringen og gi uønskett høy friksjon i lageret.. Vi ser for oss to alternativee løsninger som s foreslås å bearbeides i en videre studie. 1. Henge inn sidespenn i bærekabler. Her beholdes kontinuerlig bjelke overr akse 2 og 5. Fuger i akse 1 og 6 beholdes. Søyler i sidespenn err ikke lenger nødvendig. Ulempen med denne løsningen er noee større nedbøyning i hovedspenn pga. mindre stiv kabel i sidespenn. 2. Flytte fugene fra landkar til akse 2 og 5. Dette kann gjøres fordi fastholdningen fra spennkabler vil være på sjøsiden av akse 2 og 5 som nevnt tidligere. Sidespenn kan da være en konvensjonell viadukt på søyler med glidelager. Bevegelsene vill bli små sammenlignet med basecasealternativet. Videre vil løsningen med fuge/ledd i akse 2 og 5 gi mindre spenninger i stålkassen. Nedbøyningenn av spenn akse 2-3 og akse 4-5 fra trafikklast vil bli noe større. Det anbefales å se videree på alternativ 2. Forankringsssystem Det er i mulighetsstudiett tatt utgangspunkt i stålliner som forankringskabler i forankringssystemet. I prosessen ble det også undersøkt bruk av syntetiske liner som forankring. Disse har den fordelen at de er mye lettere ennn stål slik att karakteristikken i liten grad påvirkes av linens egenvekt. Selv om denne løsningen er i stadigg bruk i offshoreindustrien, valgte prosjekteringsgruppen ikke å gåå inn på en vurdering av disse i mulighetsstudiet, dette på grunn av begrensninger på tid og o ressurser.. Det er i mulighetsstudiett ikke sett på muligheten av å lagee en forankringskonfigurasjon som gjør at man kan unngå å gå til sjøbunn med forankringer. Man har imidlertid vært inne på tanken at dette kan la seg gjøre ved å forbinde pongtongene med ankeliner samtidig med at man forankrer pongtongene inn mot land med skrå forankringer. Medd dagens plassering av brua vil dettee gi uforholdsmessig lang forankring mot sørvest, men ved å flytte brustedet noe innover vil denne problematikken kunne løses. Prosjekteringsgruppenn har valgt ikke i å gå inn

19 dato/date av/rev by Side/Pagee 12 på en nærmere vurdering av disse i mulighetsstudiet, dettee på grunn av begrensninger på tid og ressurser. Likeledes er prosjekteringsgruppen av den oppfatning at en e kombinasjon av vertikale strekkstag og skrå forankringer er vel verdt å jobbe videree med, spesielt for mindre vanndyp enn på brustedet. Denne varianten bør således vurderes nærmere for et annet brusted. Prosjekteringsgruppen har valgt ikke å gå inn på en nærmere vurdering av dette i mulighetsstudiet, dette på grunn av begrensninger på tid og o ressurser.. Trafikkmengde og antalll kjørefelt Konseptet er regnet gjennom for to kjørefelt samt g/s- bane. Dette girr tilfredsstillende resultater med hensyn på problematikk vedrørende nedbøyninger i felt f og friksjon mellomm tårn og kabel. Ved flere trafikkfelt vil denne problematikken øke. Prosjekteringsgruppen har diskutert flere løsninger på dette, men har valgt ikke å gå inn på en nærmere vurdering av disse i mulighetsstudiet, dette på grunn av begrensninger på tid og o ressurser.. Skipsstøt Pongtongenee er dimensjonert for å motstå det oppgitte skipsstøtet. Overbygningen kan også med mindre lokale forsterkninger greie skipsstøtet. Dette er basert påå antagelsenn om at 2% dempning er oppnåelig for f de aktuelle svingeformene. Vi mener at dette er realistisk, men det bør i en senere fase vurderes teoretisk med endelig bekreftelse ved modellforsøk. Videre må grunnlaget for det eksentriske skipsstøtet i formm av last-inntrengningskurver, beregningsprogram mm forbedres og utvikles. Det bør videre lages en fender f for beskyttelse av skip medd mannskap p og passasjerer. Effekten av dette i form av reduserte laster og påkjenninger i konstruksjonen bør vurderess i en seneree fase. Vindrespons For vindrespons er analyser gjennomført for en nedre grense når det gjelder dempning, kun strukturdempning (lik 0..5% av kritisk) og aerodynamisk dempning. d Dempning fra f bevegelse i vann ikke er inkludert i beregningen n av vindrespons. Siden dette er den største miljølasten vil en utvidet analyse der dette inkluderes kunne gi en vesentlig reduksjon i påkjenningene på konstruksjonen. For å gjennomføre en slik beregningg må det etablerte grunnlag utvides noe slik at effekten av dempning fra bevegelse i vannet kan inkluderes på en konsistent måte. Effekten av dette i form av redusert respons, redusert last ogg redusert påkjenning av a konstruksjonen burde absolutt være et emnee for vurdering i en senere fase.

20 dato/date av/rev by Side/Pagee 13 2 RISIKOVURDERING 2.1 Generelt Risikovurderingen i prosjektet er utført fortløpende gjennom mulighetsstudien med en vurdering av de risikomomenter som ble identifisert i forbindelse med utvikling av konseptet og i prosjektets dialogfase. I dette arbeidet har selve konstruksjonssikkerheten stått i fokus gjennom arbeidet med å utvikle løsninger som sikrer konstruksjonen i permanent tilstand for alle regulæree belastningssituasjonerr og for alle identifiserte ulykkeshendelser. Den mest aktuelle ulykkeshendelsenn er påkjørsel av skip, og dette temaet har vært behandlet gjennom helee mulighetsstudien på bakgrunn av risikoanalysen, ref./12/, utført av Rambøll samt i dialog med oppdragsgiver og Rambøll gjennom prosjektets løp. I tillegg har prosjekteringsgruppen gjennomført en særskilt risikovurdering hvorr konstruksjonens robusthet i driftsfase og anleggsfase er vurdert opp mot identifiserte hendelser og risikomomenter. Resultatet fra denne risikovurderingenn er gjengittt i Appendiks J. I tillegg til usikkerheter knyttet til anleggs og driftsfasen er e det foretatt en vurdering av konseptets robusthet for anvendelsee ved andre fjordkrysninger. 2.2 Usikkerhet knyttet til driftsfasen Pongtonger og overbygning er kontrollert for skipsstøt. Brubjelken vil kreve enkelte mindre, lokale forsterkninger forr å unngå overbelastning ved det definerte d skipsstøtet med returperiode på 10 4 år. Dempningsverdiene som er vesentlige for dennee responsenn er antatt på et rimelig og realistisk nivå. Hvis det senere skulle vise seg nødvendig, bør tiltak for eventueltt å øke dempningen samt fenderkonstruksjoner for å redusere støtlastene vurderes i senere faser for å øke reservenee ytterligeree mot overbelastning ved en slik hendelse. h Påkjørsel fra u-båter er vurdert som så lite sannsynlig at pongtongen ikke er dimensjonert for slike støt. Det er forutsatt at pongtongene utstyres med hydroakustiske sendere som s varsler en eventuell u-båtkaptein i området om konstruksjonens eksistens. Hvis senere risiko-analyser skulle konkludere med at støt fra u-båtpåkjørseler må vurderes, må dee ytre celleveggene kontrolleres for slike støt. De ytre celleveggenee bør i så fall dimensjoneres slik at eventuellee sprøbrudd i form av skjærbrudd eller gjennomlokking unngås ved å benytte betydelige mengder av skjærbøyler i disse veggene. I ytterste fall kann ulike former for membraner benyttes for å sikre mot vanninntrengning. Konseptets pongtonger er robuste overfor tap av oppdrift i inntil halvparten av cellene innenfor den ytre ringen som er utstøpt med LWA-betong over kote - 25 m. Vannfylling av en celle under kote - 25 m vil derimot være katastrofal. Konseptet designes slik at sannsynligheten for svikt av oppdrift i en celle under kote - 25 m er så liten at det ikke er nødvendig å designe for

21 dato/date av/rev by Side/Pagee 14 denne svikt av oppdrift. Dette vil bl.a. innebære skjerpete kontrollforanstaltninger ved prosjektering og bygging. Det vil bli installert pumper i cellene som kan pumpe bort vann fra riss i celleveggene. Konseptet er robust overfor endringer i skipsfarten i Sognefjorden. Grunnet de store spenn, den store frihøyden og den store vanndybden langs hele brua, utgjør ikke brua en vesentlig hindring for hverken nåværende eller fremtidig skipsfart i Sognefjorden. Ved en videreføring av prosjektet bør bruas frihøyde f i forhold til en fremtidig skipstrafikks k overveies, men det er ingen konseptmessige hindringer for en eventuell justeringg av seilingshøyden. Robustheten for variasjoner i den undersjøiskee topografien, samt geologiske og geotekniske e forhold vurderes som relativ stor, ogg det finnes alternativee tiltak uten behov for vesentlige konseptendringer, se Appendiks J, punkt A.2. Risikoen for det ytre miljø i driftsfasen vurderes generelt å være lav. Når det gjelder risikoen for skade på liv og helse i driftsfasen er det i denne sammenheng vurdert risiko for tre ulike typer av personell: Vedlikeholdspersonell: InspeksjonsI sarbeid og arbeid i pongtongene vil innebære spesielle risiki på grunn av store høyderr og som må undersøkes og vurderes nærmere for et fremtidig prosjekt. Inspeksjon og vedlikehold av forankringssystemet vil skjee ved bruk av ROV, men det kan også være aktuelt å benytte dykkere på de øvre delene, f.eks. fastgjørelsene av forankringskablene til pongtonger og i forbindelse med d bergforankringene på land. Risiki ved dykkerarbeid er ikke ubetydelige, men kjent fra f oljeindustrien (Sognefjorden err dog mer beskyttet). Risiki ved inspeksjon og vedlikehold av brukonstruksjonen over vannn er som forr andre hengebruer. Det må dog vurderes å fastsette særskilte kravv til begrensinger av denne type arbeid under visse forhold (vind, bølger mm.), ettersom brutypen medd flytende pongtonger under ekstreme forhold vil kunne gii ekstra bevegelser i forhold til tradisjonelle hengebruer. Bruas brukere: For bruass brukere vil risikoen være som ved passasje av andre bruer. Det må fastsettes nærmere kriterier for når henholdsviss passasje av lette kjøretøy og alle kjøretøy må forbys på grunn av vindforhold under hensyntagen til de ekstra e bevegelser dennee konstruksjonstypen kan medføre. Dimensjoneringen for skipsstøt vil sikre at bidraget til brukernes risiko fra disse hendelserr er akseptabel. Dette må m undersøkes og verifiseres i en risikoanalyse som generelt vil belyse risikoen for brukerne. Tredjepart; primært personer ombord på passerende skip. Det vurderes umiddelbart, at denne risiko er liten sammenlignet med den risiko som disse personer ellerss utsettes forr som følge av selve seilasen. Risikoen kan reduseres ved merking av skipsled mm. samt ved nnføring av fenderkonstruksjoner, se Appendikss J, punkt D Usikkerhet knyttet til anleggsfasen Risikoen for skade på liv og helse i anleggsfasen er betydelig, blant annet på grunn av de store høydene og de relativt omfattende marine operasjoner vedd installasjon og bygging av brua.

22 dato/date av/rev by Side/Pagee 15 Risikoen tilsvarer risikoen ved bygning av konstruksjonerr for oljeindustrien og vil kunne kontrolleres ved de tiltak og foranstaltninger som vanligvis anvendess der. Tilsvarende gjelder for risikoen for skade på det ytre miljø i anleggsfasen. Ettersom to av tårnene er plassert på pongtonger vil det være større bevegelser i brukonstruksjonen under bygging enn for en vanlig hengebru. Det måå tas hensynn til dette i planleggingen av byggeprosessen. Dette kan medføre lengre byggetidd enn for en tilsvarendee bru på fast grunn. 2.4 Anvendelsen av konseptet for andre fjordkrysninger Konseptet kan anvendess også til et prosjekt med større trafikk, som nødvendiggjør to kjørebaner i hver retning. Dette medfører ekstra omkostningene, idet både tårn og kabler må oppdimensjoneres for å sikre nødvendig bæreevne og akseptable utbøyninger. Konseptet kan anvendess ved andre fjordkrysninger, idet følgende noteres: Ved anvendelse ved krysning tett ved åpent hav må det d forventess større bølgehøyder samt eventuelt også effekt av havdønninger. Dette kan medføre behovv for endrede typer flytelegemer og forankrings-systemer. Dersom brustedet ikke har høyereliggendee terreng på landsidene e vil viaduktene bli lange dersom seilingshøyden skal opprettholdes over hele fjordbredden. Dette vil medføre økte omkostninger. Seilingshøyden må derfor vurderes spesielt for det aktuelle brustedet. Ved fjorder med andre bunnforhold kan det være nødvendig medd en annen type t forankring i havbunnen. Ved krysning av fjorder med mindre vanndybder vil det d kunne være aktuelt å benytte pongtonger med vertikale strekkstag til bunnen eventuelt kombinert med skrå forankringsstag. 2.5 Konklusjon Det konkluderes med at den foreslåtte konstruksjon er gjennomførbarr både med hensyn til bygging og drift på det aktuelle stedd i Sognefjorden. Risikoanalyser i senere faser vil kunne identifisere behov for justeringer avv konseptet, men det anses svært lite sannsynlig at det vil komme opp noe som rokker ved denn forannevnte konklusjonen.

23 dato/date av/rev by Side/Pagee 16 3 GLOBALANALYSE 3.1 Analysen Globalanalyse er utført med RM-bridge. Analysen tar hensyn til storee deformasjoner som er vesentlig for å gi riktig form f og krefter i en hengebru overr flere spenn. I Appendiks A «Globalanalyse» er geometri, materialer, randbetingelser og o laster beskrevet. Laster som er tatt hensynn til i analysen omfatter egenvekter, slitelag, oppdrift, temperaturlaster, trafikklaster og vindlaster. Egenvekter og slitelag tilsvarerr en last på ca. 120kN/m. For temperaturlaster behandles kun jevnn temperaturøkning og jevn temperatursenkning. For trafikklaster vil 2 lastfelter pluss gangtrafikk inkluderes. Dette D tilsvarer en jevn last l på 20kN/m pluss punktlaster ifølge HB185 utgave For miljølaster fra bølger og strøm så er dette behandlet i kapittel 5. Undersøkelser har vist at bølger av første orden og strømkrefter gir små bevegelser av pongtongene og vill dermed også gi små krefter på konstruksjonen. Disse krefterr er derfor ikke inkludert i globalanalysen. Undersøkelser av saktevarierende drift gir moderate forskyvninger avv pongtongene. Størrelsesorden er på ca. 2m sideveis forskyvning. Til sammenligningg forskyvess pongtongene 10 m fra statisk og dynamisk vind. I en bruddkombinasjon med lastfaktor 1.6 på vind og på bølge vil bølgedelen utgjøre 12 %. Denne lasteffekten er ikke inkludert. En slik tilleggsforskyvning av pongtongen anses å gi små tilleggsspenninger i brubjelken, da den totale effektive spennvidden av avstivningsbæreren vil være fra akse 2 til 5, dvs m. For pongtonger som er forankret f i 3 retninger vil det oppstå en ulikevekt i lengderetning bru når pongtongen går ut sideveis. Denne ulikevekten blir i hovedsak h tatt opp i tårnet og ført videre til landkar via brubjelken. Dette fordi denne delen er e stivere enn forankringen av pongtonger i lengderetning bru. Vi har estimert denne kraften til å haa en maksimal kraft på 8. 5MN i en bruddgrensesituasjon. Denne lasten er inkludert i globalanalysen Lastene er kombinert i bruddgrense etilstanden. Dominerende laster er i hovedsak permanentlast, trafikk og vind. Det lages derfor kun kombinasjoner der disse laster er dominante. For dominant vind antas det ingen trafikk på brua. For dominant trafikk antas det samtidig full statisk pluss dynamisk vind multiplisert med lastfaktor Dette antas å være konservativ vt. I Appendiks A er resultater for et utvalg laster vist. For det valgte konseptet vil nedbøyning gen pga. trafikk være ca. 7.5m i midtspenn og 5.5m i sidespenn. Sidespenn er her definert som spenn mellomm akse 2 og 3 eller mellom akse 4 og 5. For midtspenn m tilsvarer dette L/165 for trafikk med lastfaktor Dette ligger innenfor arbeidskriteriet som ligger mellom L/200 og L/ /150. Største vridning av brubjelken pga. skjev trafikklast er på 2.9 grader. Største rotasjon av pongtong(175m høyde) fra trafikklaster er på 0.5 grader. I Appendiks E er det gittt en beskrivelse og resultater fra skipsstøtlaster påsatt RM- modellen. For vurdering av spenninger i bruddgrense for tårn, brubjelke og kabler henvisess det til kapittel 10 og Appendiks H.

24 dato/date av/rev by Side/Pagee Parameterstudie I Appendiks A i kapittel 6 er det utført en parameterstudiee for å se påå effekten av å variere ulike randbetingelser og laster. Følgende variable parametere er sett på: Rotasjonsstivhet til pongtongenn Fjærstivhet aksielt i bruenden Forankringsstivhet av pongtongg i lengderetning bru Forankringsstivhet av pongtongg i tverretning bru (denne er kun kjørt for vindlaster rapportertt i Appendiks B:vindanalyse.) Varierende trafikklast Varierende stivhet avv dekket ved støtter. En annen variant som err sett på, men som ikke er rapportert, er effekten av å koble bærekabler i midtspennene til brubjelken. Rotasjonsstivhet av pongtonger Rotasjonsstivheten til pongtongen er undersøkt for pongtonger med høyde 150m, 175m, 225m og med pongtong som err 175m pongtong ganger 100. Følsomhet for rotasjonsstivhet er undersøkt for trafikklast. Den påvirker størrelsen av nedbøyning for brubjelken og friksjon mellom tårnsadel og bærekabel. Ved å øke rotasjonsstivheten med enn faktor på 1.68 som tilsvarer å gå fra pongtonghøyde 175 til 225 reduseres nedbøyningen fra trafikk med ca. 15% %. En reduksjon av pongtong til 150m øker nedbøyningen med 6%. Dette gir et forhold på L/155 som fortsatt er mindre enn L/150. Tilsvarende øker friksjonslasten mellom sadel og bærekabel med 17% % når pongtonghøydenn øker fra 175 til 225m. En reduksjonn til 150m pongtong girr en reduksjon i friksjonskraft på 13%. For rotasjon av pongtongg pga. trafikklast vil denne være 0.50 grader for 175m pongtong. For 225m pongtong reduseres rotasjonen til 0.33 grader, menss for 150m pongtong øker den til 0.63 grader. Ut i fra trafikklaster med trafikk i too felter er det mulig å gå g for en 150m pongtong. Dette må vurderes i sammenheng med krengning pga. vindlaster. Fjærstivhet aksielt i hverr bruende I enden av brubjelken spennes spennkabler oppp slik at det etableres en elastisk fjær som holder brua i posisjon. Det er sett på ulike størrelser av denne fjærstivheten og innvirkning fra laster

25 dato/date av/rev by Side/Pagee 18 som trafikk og temperatur. Aksialfjæra varierer med verdiene 1MN/m, 5MN/m, 15MN/m, 30MN/m og 50MN/m. For trafikklast i midtspenn vil ikke fjærstivheten ha noen innvirkningi g på størrelsen av deformasjonen. Dette fordi lasten err symmetrisk og fjæra får små forskyvninger. For trafikklast i sidespenn vil brua legge seg over og mobilisere store forskyvningerr i fjæra med resulterende store vertikaldeformasjoner hvis fjæra ikke er stiv nok. Resultater viser at for 0 stivhet s vil det bli 8m vertikal deformasjon av sidespenn. Ved 15MN/m er e stivheten såpass storr at ytterligere stivhet ikke reduserer nedbøyningenn vesentlig. Vi velger derfor d å gå videre med en fjærstivhet i hver ende på 15MN/m i dimensjonering av brubjelken. For jevn temperaturlast på + 36 grader vil 0 stivhet gi en endeforskyve vning på 0.9m, 15MN/m gir forskyvning på 0.73m, mens 30MN/m gir 0.61m. Endekraften err tilsvarendee 0MN, 11MN og 18MN. Valget av 15MN/m gir akseptable forskyvninger og spenninger fra temperaturlast. Forankringsstivhet av pongtong i lengderetningg bru Stivhet i ankerliner i lengderetning bru ble variert med 0MN/m, 0.5MN/m, 1MN/m og 2MN/m. Innvirkningen fra trafikkk og temperatur innenfor denne variasjonen påvirket ikke deformasjonen eller kreftene i konstruksjonen. Grunnen til dette er att denne aksialstivheten er liten sammenlignet med aksialstivheten i endenn av brua. Forankringsstivhet av pongtong i tverretning bru Denne variasjonen påvirkes kun av vindlaster og er undersøkt i Appendiks B vindanalyse. Varierende trafikklast Det er testet ut med økt trafikklast. Dette er utført for tilfelle med jevn trafikklast. Analysenn viser seg å gi vertikale deformasjon ner av brubjelken nær proporsjonalp l med økningen i trafikklast. Dette gjelderr for trafikklaster opp til 4 ganger ordinær last. Hvis trafikklasten dobles så dobles nedbøyningen. Med valgte dimensjoner har h vi da enn nedbøyning på L/83. Pongtongen kan gjøres noe stivere ved for eksempel å gå fra høyde 175m til 225m, men dette reduserer kun nedbøyning med 15% til L/98. Ytterligere reduksjon r med dypere pongtong kan være dyrt. Alternativet er da å øke kabelarealet og vekten av brubjelken for å få et bedre forhold mellom egenvekt og trafikklast. Varierende stivhet av dekket ved støtter. Det er sett på effekten av å øke stivheten av brudekket lokalt ved støtter i akse 3 og 4. Ved å fordoble treghetsmomentet om horisontalaksenn i området på 57m til hver side av aksen øker momentet fra jevn vertikallast på dekket med faktor Tilsvarendee for en dobling av treghetsmoment om vertikalaksen øker momentet med en faktor på ca for jevn j

26 dato/date av/rev by Side/Pagee 19 horisontallast. Dette gjørr det mulig å forsterke lokalt spesielt for vindlaster for å redusere spenningen i tverrsnittet. Se for øvrig Appendiks H Dimensjonering av overbygning og tårn. Lås i midtspenn mellomm bærekabel og brubjelke Ved å innføre en slik låsing reduseres nedbøyningen med ca. 20%. Enn slik lås må imidlertidd dimensjoneres for å ta store krefter.. Effekten av og dimensjonering avv en slik låss kan ses på i et videre studie. 3.3 Forenklinger i analysen. Her listes mangler eller forenklinger i analysen. Massen av kablene er undervurdert. I egenvekt brukess 14.1kN/m som tilsvarer 1.44 tonn/m. For massen brukes m= (0.17m2 x 78.5 kn/m3 ) = kn/m som tilsvarer tonn/m. Dette har liten innvirkningg på analyseresultater. Ankerlinene er simulert med en horisontalfjær (element 4920 og 5920) plassert på kote -25 i senter av pongtong. Dette innebærer at rotasjonsstivheten fra vertikalkomponentenn til kabelen ikke er inkludert. Imidlertid utgjør denne stivheten under 1% av rotasjonsstivheten til pongtongen slik at denne forenklingen ikke har noen betydning. Hengestenger er modellert vertikalt med 15m avstand i tverretning bru. Dette avviker fra det valgte konsept der hengestenger ligger r i et skrått plan med senteravstand på 15m ved brubane og 3m i tårntopp. Forenklingen har lite å si for hengestenger, bærekabel og brubjelke. Den kan imidlertid ha noe å si for torsjonsstivheten av toppen av tårnet som blant b annet kan gi større friksjonskraft mellom kabel og sadel ved vridning av tårnet. Dette bør vurderes videre i en senere fase. Tårn i akse 2 og 5 err modellert likt som tårn i akse 3 og 4 med 4 tårnben. t I konseptett vil imidlertid tårn i akse 2 og 5 ha h 2 tårnbenn hver. Konsekvensen er at tårnet i analysen er stivere i lengderetning. Den fangerr opp ca 5000kN kraft i lengderetning bru i tårntopp fra trafikk. Med et mykere tårn ville denne kraften gå i bakre bærekabel. Imidlertidd utgjør kraften kun ca.. 5 % av den permanente lasten til bærekabelen, slik at med et mykere tårn vil kun små tilleggsdeformasjoner oppstå i bæresystem et. Platetykkelsen i toppp brubjelke er i analysen 12mm. På tegningerr er den valgt til 14mm etter krav i eurokodene. Konsekvensen av endringen er vurdert å være neglisjerbar. Horisontallager i akse 2,3,4 og 5 mellom brubanen og g tårn er sattt i høyde med tyngdepunktet av brubjelken for å eliminere eksentrisiteter. I konseptet vil lageret ligge mer på undersidenn av bjelken slik at det vil være en eksentrisitet i

27 dato/date av/rev by Side/Pagee 20 konseptet. Tilleggsspenningenee som da neglisjeres vil l være relativt små og håndterbare med de valgte dimensjoner. Det er valgt å se bortt fra egenvekt i viaduktene. Det kjøres heller ikke trafikklaster her. Dette betyr at støttemomenter etc. er undervurdert her. Dette fordi viaduktene anses som uproblematiskee i en seneree fase. Det er noe avvik mellom modell og tegningg på spennvidder på viadukt. Se punkt over for konsekvensvurdering.

28 dato/date av/rev by Side/Pagee 21 4 VINDANALYSE 4.1 Generelt 4.2 Beregninger Statiske og dynamisk vindanalyse for er utført med programmet RM Bridge V8i Modellen er denn samme som er beskrevet i forrige kapittel Globalanalyse. I denne analysen er det dermed også tatt hensyn til store deformasjoner som er vesentlig for å gii riktig form og krefter i en hengebru over flere spenn. Detaljert beskrivelse er gitt i Appendiks B. Vindfeltet som ligger til grunn for analysene er hentet fra gjeldende standarder. Dette gjelder også energispektra og koherens. For å bedre ivareta innvirkninger fraa de lange egenperiodene til brua, første egenperiode er på sekunder, er det benyttet en times middelvind i stedet for 10 minutters middelvind som err vanlig i slike beregninger. Gyldigheten av den benyttede definisjon av vindmiljø ble vurdert inngående i nnledningenn av analysen. Det er åpenbart at denne brua har en respons, særlig på tvers, med vesentlig lengre egenperioderr enn det som har vært vanlig for hengebruer. Konstruksjoner med tilsvarende egenperioderr for responss finner mann for flytende offshore produksjonsplattformer på meget dypt vann. For disse utføres tilsvarende beregninger av respons og vind er også her en vesentlig kilde til respons. Definisjon av vindmiljø tilsvarende det somm benyttes for disse konstruksjonene ble vurdert benyttet. Men siden disse konstruksjonene befinner seg i et åpent havlandskap der vindmiljøet vil være drastisk annerledes enn e i et lukket fjordlandskap som Sognefjorden, ble dennee ideen forkastet. Konklusjonen påå den vurdering man foretok, er at inntil mer detaljerte målinger av samvariasjon for vind i et slikt fjordlandskap foreligger, er den beskrivelse av vindmiljø som vi hittil har benyttet for dimensjonering av svingningsutsatte brukonstruksjoner i Norge den som bør benyttes. Formfaktorerr er hentet fra andre relevante prosjekter, tilgjengelige vindtunnelforsøk og fra gjeldende standarder. Frekvensavhengig formfaktorer er ikke inkludert. Det er benyttet kvasi- statiske aerodynamisk deriverte. Beregning av krefter og deformasjoner fra vind er delt oppp i en statiskk del og en dynamisk del. Statisk vind er prinsipielt en jevnt fordelt last påsatt bjelkeelementenee der størrelsen av lasten er avhengig av vindhastighet og formfaktor for tverrsnittet. For å beregnee av buffeting respons fra vind er det utført enn stokastiskk modalanalyse. Analysen er utført som en «mode for f mode» beregning, hvor resultatene fra hver mode er superponert med en SRSSS summasjon. Dette er den beregningsprosedyre som harr til nå har vært allment benyttet for hengebruer med lignende spennvidder.

29 dato/date av/rev by Side/Pagee 22 NO OMEGA HERTZ T Tabell 4.1: Egenfrekvenser Første mode bidrar med 87% av sideveis utsving fra vind, og har en egenperiodee på sekunder. Som vist i Tabell 4.1 ligger mode 1 og 2 meget tett langs frekvensaksen. Det samme gjelder for mode 5 til 10. En videre utvikling av beregningsmetodikken her ville vært å kjøre en multi-mode beregning. Dette ville gitt verdifull tilleggsinformasjon i og med at frekvensene ligger så nær hverandre. Prosedyrenn er imidlertid ikke på det nåværende tidspunkt implementertt i beregningsverktøyett RM Bridge. Prosjekteringsgruppen har valgt ikke å gå inn på en nærmere vurdering av dette i mulighetsstudiet, dettee på grunn av begrensninger på tid og ressurser. Analysemodellen som denne analysen er basert på har ikke forsterkett avstivningsbærer inn mot tårn. Spenninger i avstivningsbærerr inn mot tårn har derfor noe for høye verdier i forhold til tverrsnittets kapasitet. Dette er vurdert og ivaretatt i forbindelse med dimensjonering, hvor selve vindanalysene er gjennomført t på nytt. For detaljer relatert til dette henvises det til Appendiks H. 4.3 Resultater Detaljerte resultater er gitt i Appendiks B. Hovedresultat i form av karakteristiske verdier for statisk pluss dynamisk vind er som følger: Maks sideveis forskyvning av brubane: meter Maks sideveis forskyving fra statiskk vind: 8.5 meterr Maks kabelkraft: 7996 kn Maks sideveis forskyvning av tårn: meter Maks tilt av tårntopp: 0.96 grader

30 dato/date av/rev by Side/Pagee 23 Maks tilt av tårntopp fra statisk vindd alene: Maks sideveis forskyvning av pongtong: Maks kraft i ankerstag, tverretning t bru: Maks kraft i ankerstag, lengderetninl ng bru: Maks kraft i ankerstag fra statisk vind alene, tverretning bru: b 0.36 grader meter kn 526 kn 9630 kn Mekanisk dempning er i analysen satt til 0.5% av kritisk. Dempning D som er inkludert i analysen er kun mekanisk dempningg (strukturdempning) og o aerodynamisk dempning. Dettee innebærer at dempning fra f bevegelse i vann ikke er inkludert. Dette er ikke en ubetydelig forenkling til sikker side. For å kvantifisere effekten av dette er der gjennomført beregninger med 5% og 10% dempning. Dette kan være relevante dempingsnivåer for «sway» bevegelsee av en flytende forankret konstruksjon, ref. Guidance note i DnV D standard DNV-S-E301. For å begrense dempingen til bevegelsen av pongtongen er denne analysenn gjennomført kun for mode 1. En økning i dempning fra 0.5 til 5 % gir en reduksjon fra 5.1m sideveis utsving av brubanen til 1.5m for dynamisk vind alene. Moment om vertikalaksenv n i avstivningsbærerenn reduseres fra 353MNm til t 21MNm.. Dette gir en antydningg om følsomhet for demping i responsen. Konklusjonenn vil være at den delen av dynamisk vind somm skriver seg fra sideveis utsving av pongtonger og brubane kan ansees for å være betydelig b til l sikker side. Aerodynamisk stabilitet Utgangspunktet for konseptet har vært å benytte kjent teknologi for hengebruer med en spennlengde lik det man i dag bygger i Norge. De viktigste utfordringene for konseptet ligger i å benytte flere spenn etter hverandre samt å ha tårn på flytende fundamenter. Når det så gjelder aerodynamisk stabilitet knyttet mot t flutter, burde dette ikke være en utfordring for f konseptet siden vertikalsvingform og torsjonssvingeform burde væree tilsvarende som for en vanlig hengebru med samme spennlengde og utforming. Dokumentasjon av stabilitet fordrerr etter regelverket omfattende undersøkelser med utgangspunktt i vindtunnel undersøkelser. Dettee har det verken tids- eller kostnadsmessig vært rom for i denne mulighetsstudien. Dokumentasjon har derfor tatt utgangspunkt i det forenklede uttrykk som ble utviklet av Selberg. Kritisk flutterhastighet er beregnet ved Selbergs formel til 64.3 m/s, se Appendiks B. Denne beregningen er basert på en forenklet utregning av de ekvivalente jevnt fordelte modale massene. Det er som nevnt over heller ikke tattt hensyn til den stabiliserende effekten helning av kabelplanene vil ha på torsjon avv avstivningsbæreren. Et E annet tiltak som vil bedre egenskapene med hensyn på torsjonn er låsing av kablene mot m brubjelken i senterr av spennene. Hastighet i høyde med brubanen er 36.9 m/s med 50 års returperiode,, og 41.3 m/s for 500 års returperiode. Grenseverdi for vindhastighet beregnet etter Hb185 utgave 2011 blir dermed med returperiode 500 år og gamma faktor 1.6 lik 66.1 m/s.

31 dato/date av/rev by Side/Pagee 24 Denne grenseverdien representerer en betydelig økning i forhold f til tidligere prosjekter, inkludert Hardangerbrua. Her hvor det var benyttet en returperiode påå 50 år, og en faktor på Dette var også slik grenseverdi i for vindhastighet ble beregnet b etter Hb185 utgave Dette gir en grenseverdi på 55.3 m/ /s. Basert på erfaringer fra andre hengebruprosjekt vil en beregning medd utgangspunkt i aerodynamisk deriverte gi et mer korrekt og høyere verdi av kritisk flutterhastighet. Imidlertid mangler man foreløpig de nødvendige inndata for å gjennomføre en slik beregning. Det er ikke prosjekteringsgruppens oppfatning at dette emnet har noenn vesentlig påvirkning på vurderingen av er gjennomførbarheten for konseptet. En mer m detaljert studie der man eventuelt inkluderer noen av tiltakene nevnt over vil etter prosjekteringsgruppens oppfatning vise tilstrekkelig sikkerhet for aerodynamisk stabilitet. 4.4 Parameterstudie I Appendiks B (kapittel 8) er det dokumentert en parameterstudie knyttet til dynamisk oppførsel. Det er utført en studie over hvordan ankerstag for f pongtonger, horisontal stagforankring ved A1 og A6, og kontinuitet/diskontinuitet av brubanen mot viadukter innvirker på respons fra vind. Parameterstudiet er delt inn i tre hoveddeler: 1) Finne ut hva som fungerer som hovedbæring for vind. 2) Finne ut hvordan ulike stivheter av ankerstag innvirker 3) Finne ut hvordan økt pontongdybde slår ut på deformasjoner og krefter En rekke forskjellige modeller (konfigurasjoner) er undersøkt. En detaljert liste er gitt i avsnitt 8. 2 i Appendiks B, se denne for videre forklaring av betegnelser brukt i dette avsnittet. Hva gir hovedbæring forr vind Hoveddelen av dynamisk vind kommer fra mode 1 som err en ut av planet mode.. For å si noe om det er enten bærekabelen, brubanen eller ankerstag, eller alle tre som gir hovedbæringenn for statisk og dynamisk vind er det undersøkt fire modeller hvor kun mode 1 er inkludert i for dynamisk vind: 0. 2 Base case for 175 pontong, kun mode 1 for dynamisk vind 4. 3 Som 0.2 men med tilnærmet null stivhet i ankerstag 3. 1 Frikobling av hovedspennn fra viadukt, tilnærmet null n stivhet i ankerstag 3. 2 Frikobling av hovedspennn fra viadukt, stivhet somm i base case for ankerstag Resultatene er gitt i mer detalj i Appendiks B, avsnitt 8.3, her påpekes kun noen hovedelementer. Sammenligner man kabelkraft, kraft i ankerstag og aksialkraft i brubanen mellom konfigurasjon 0.2 og 3.2 ser man: 1. Kraft i kabler er tilnærmet konstant 2. Kraft i ankere er tilnærmet konstant

32 dato/date av/rev by Side/Pagee Sideveis forskyvning er tilnærmet konstant 4. Aksialkraft i brubanen, og dermed spenning i brubanen reduseres drastisk ved diskontinuitet til sidespenn. Det samme forholdet fårr man mellom konfigurasjon 4.3 og 3.1, men her gir diskontinuitet mot viadukter en økning på ca 13 % av sideveis forskyvning og o kraft i ankerstag. Hovedbæring for vind på tvers av brubane skjer i ankerstag. Hvorvidt det err kontinuitett eller ikke mot viadukt innvirker lite på total sideveis deformasjon, og krefter i bærekabler, men har storr innvirkning på spenninger i brubanen. Deformasjon i lengderetningen underbygger de samme observasjoner. Fordeling av respons Statisk vind står for mellom 35% ogg 65% av translasjon Vz V og rotasjon Rx av pontong og tårntopp. Konfigurasjon Konfig viser at hoved bidraget til forskyvning av pongtonger, og til moment i brubanen (ikke torsjonsmoment) kommer fra mode Mode 1 bidrar med ca 87 % av Vz forskyvning (horisontal ut t av planet). Krefter i kabler og torsjonsmoment i brubanen er styrt av høyere moder. Pont 175 vs Pont225 Pontong 225 Konfig0.1 gir noe mindre My moment i brubanen. Translasjoner av pontong er omtrent lik som for pontong 175 Konfig0.1. Deformasjon Vz av tårntopp derimot er ca 1.0m mindre for 225 meteren. Det vises også på Min Rx (rotasjon om lengdeakse bru) ), som reduseres fra 175 meter til 225 meter. Følgelig stabiliseress tårnet mott tilt. Anbefalt konfigurasjon Det er avslutningsvis gitt noen anbefalinger basert på de parametere p som her er vurdert. Anbefalingene er knyttet opp mot dynamisk respons alenee og endelige valg vil følgelig f avvike fra dette. En optimalisering av konseptet har ikke vært inkludert i dett arbeid som er gjennomført og vurderinger er derfor vesentligst gjort for å letter videre arbeid. Med dette som utgangspunkt, så kan følgende anbefales: 1. Det bør vurderess å droppe kontinuitet mot viadukt. 2. Fastholding mot berg ved A1 kan vurderes kuttet ut u som følgee av punkt Pont 225 vurderes som best når det gjelder tilt av tårnet. t Dettee må sees opp mot bruksgrense verdier, og kostnader. Tilt av tårnet err for begge konfigurasjonene under 1.0 grader.

33 dato/date av/rev by Side/Pagee 26 5 BØLGE- OG STRØMANALYSE 5.1 Generelt Pongtongenee blir utsatt for f bølger og strøm. I ref./3/ har SINTEF S på vegne av oppdragsgiver vurdert bølger og strøm som kan opptre på brustedet. Denne rapporten gir kun referanser, og vi har supplert dette med informasjon fra Høgsfjordprosjektet og andre typiske fjorder. Aktuelle bølger kan oppstå fra vindd lokalt i fjorden, rester fra innkommende bølger fra stor- havet samt bølger fra et mulig skredd inne ved Stampa innee ved Flåm. Både 1. ordens bølge- krefter og 2. ordens saktevarierendee driftkrefter er beregnet. For de langsomtvarierende skred- å bølgene er effekten av grunt vann og av skrånende sjøbunn forenklet estimert ved i tillegg til kjøre uendelig vanndyp også kjøre bølgene med et vanndyp på 700 m. Bølgefenomener som indre bølger og bølger fra passerende skip er ikke sett på i denne studien. De siste ansees ikke å kunne eksitere de store pongtongen ne og indre bølger ble i Høgsfjord- prosjektet ikke vurdert som kritiskee siden de eventuelt kunn vil opptre i sommerhalvåret hvor tetthets-sjiktningene kan være tilstrekkelig store til at fenomenet kan oppstå. Da er øvrige miljølaster som de eventuelt skulle kombineres med vesentlig mindree enn i vinterhalvåret. Strøm gir opphav til både direkte strømkrefter og til mulige bevegelser fra hvirvelavløsning. Begge disse effektene err vurdert i studien. Rapport over beregning av bølgelaster og bevegelser er vist i Appendiks C. Videre er mailkorrespondanse utvekslet med og konkludert i møte med Professor O.M. Faltinsen vedrørende ulike spørsmålstillinger knyttet til hydrodynamikk også vedlagt i Appendiks C. 5.2 Bølge- og strømparametre Strømdata med 50 års returperiode er tatt fra ref /3/ og er: Dybde (m) Strømhastig ghet, u ( m/s) 0-10 m 1, m 0, m 0, m og dypere 0, 40 Tabell 5.1 Strøm data hvor det siste tallet er ekstrapolert av oss.

34 dato/date av/rev by Side/Pagee 27 I tabellene nedenfor er angitt de bølgeparametre som er lagt til grunn n for studien. De er tatt fra Prosjekteringsforutsetningene, rapport -01, som er godkjent g forr prosjektet av oppdragsgiver. Vindgenererte bølger i fjorden Returperiode (år) H mo (m) Tp (s) 1 1,1 3,0-4,5 10 1,6 3,2-4,7 50 2,1 3,6-5,1 Dønninger fra havett 50 0, Bølger fra skred i Stampevika, Flåm , Tabell 5.2 Bølge data γ 2-4,5 2-4,5 2-4,5 7 7 Returperiode (år) H mo (m) 2,1 0,1 0,3 Tp (s) 5,1 Tabell 5.3 Bølge data lasttilfeller valgt for analyse γ 3, Masse- og stivhetsverdier Tabell 5.4 viser masse, treghets t og stivhetsverdier for ulike dypganger av en pongtong. Det er valgt å gå videre med en dypgang på 175 m.

35 dato/date av/rev by Side/Pagee 28 Pontongdypgang (m) Translasjons- masser MP AMS AMH 0,65 0,60 0,12 0,74 0,71 0,12 (x10 6 t) MS 1,25 1,45 MH 0,77 0,86 Tyngde- punkt (m) Rotasjons- om hor. akse ( x10 9 tm 2 ) treghett Rotasjons- om sylinderaksen ( x10 9 tm 2 ) treghett Rotasjons-stivhet (x10 6 knm/ /rad) Stivhet i heave (x 10 4 kn/ /m) yp -101,7-121,0 yam -68,5 y -85,7 IP 1,6 IAM 1,2 I 2,55 Ip 0,46 kφ 184 kh 5,00-78,8-100,3 2,18 1,1 3,9 0, , ,95 1,05 0,91 1,05 0,12 0,12 1,86 2,10 1,07 1,17-157,0-175,9-103,5-118,0-130,8-147,0 3,96 5, 5 2,7 7, 5 8,0 11,1 0,67 0, ,00 5,00 Symboler: Indeks P: Pontong AM: "Added mass" Indeks H: "Heave" Indeks S: "Surge" : Pontong og "added mass" Rotasjons stregheter er oppgitt om enkeltbidragenes tyngdepunkt, og totaltregheten er oppgitt om felles tyngdepunkt. Stivhet i "heave" er regnet ut fra en diameter i vannlinje en på 80 m. Tabell 5.4: Masse og stivhetsdata 5.4 Bevegelsesrespons fra bølgelaster Det er beregnet bølgelaster basert på bølgespektrene i Tabell 5.3 medd programmet Wamit, og bevegelsesresponsen med programmet Mimosa. Analysene er nærmere rapportert i Appendiks C. Bevegelsesrespons er gitt for horisontalbevegelse på tverss av brua, "surge", krengning på tvers av brua, "pitch" og vertikalt, "heave" som 3 timers ekstremverdier i Tabell 5.5. Som vist er bevegelsene små.

36 dato/date av/rev by Side/Pagee 29 Vindsjø Dønningsjø Skredbølge 1 1 H mo (m) Tp (s)( 1ste ordens bølge respons 3 timers ekstrem Surge (m)) Heave (m) Pitch (deg) Surge (m) Bølge driftt response 3 timers ekstrem Heave (m) 2,1 5, , , ste ordens heave = 0.36m Tabell 5.5 Ekstrem bevegelser forr surge, pitch og heave 1ste ordens og bølge drift Pitch (deg) Responsen fra vindsjø og dønningerr er så små at de neglisjeres. Responsen fra 2.ordens bølge- responsverdier. Tabell 6.6 gir forsterkningseffektenn av å regne vanndyp påå 700 m. Dette er bare av interessee for skredbølgen som er den eneste som vil gå så dypt somm 700 m. Vi ser at selv med en så drift tas hensyn til ved att de settes på globalmodellen, og responsen r adderes til øvrige aktuelle ugunstig antagelse som 700 m vanndyp vil ikke pongtongen bevege seg mer ennn ca 0,6 m opp og ned og fram og tilbake. Da dettee er en ulykkessituasjon, bør dette være helt uproblematisk. Surge Surge Heave Heave Pitch RAO Increasee RAO Increase RAO (m/m)) (%) (m/m) (%) (rad/m) Infinite WD 40 sec sec sec m WD 40 sec sec sec ( RAO: Respons amplitude operator) Tabell 6.6 Sammenligning response uendelig og endelig vanndypp Pitch Increasee (%) Den midlere bølgedriftkraften er beregnet til basert på formel gitt av Prof. Faltinsen og angitt i Appendiks C. 210 kn

37 dato/date av/rev by Side/Pagee Effekter fra strøm Basert på strømprofilet i Tabell 5.1 og en "drag"-koffisient på 0,76 beregnet etter metode beskrevet av Prof. Faltinsen i Appendiks C, fås en 50-års strømkraft på en pongtong på: F s = 2160 kn Strøm vil gi hvirvelavløsning som kan sette pongtongen i svingninger, både i og på tvers av strømretningen. Tverrsvingningene kan komme opp i amplituder på opp til 1,3 ganger diameteren og kan derfor bli meget store. Svingningene i strømretningen er begrenset til amplituder på ca ganger diameteren, og kan derfor også o bli betydelige, men vesentlig mindre. En viktig parameter i denne sammenheng er den redusertee hastighetenen v red som er: v red = v s / (f x D) hvor v s er strømhastigheten, f er egenfrekvensen til konstruksjonen ogg D er diameteren. Tverrsvingninger kan forventes hvis v red er større enn 3 ogg "in-line" svingninger hvis v red ligger i området 1-4.5, ref. DNV Guidelines No 14. Med diameter på 79 m og de oppgitte strømhastighetene i Tabell 5.1 må vi derfor ha egenperioderr over T= 190 s for å kunne få store tverrsvingninger. I vårt tilfelle svinger en pongtong på tvers av strømmen (i bruretningen) med egenperioden: T = 87 s og T = 72 s Det er derfor ingen fare for store tverrsvingninger. For å kunne få store "in-line"svingningesvinger i "surge" med egenperiodee T1 = 167 s og i "pitch" med egenperiode T= 28s. Det er den største hastigheten i de øverste metrene avv vanndybden som kan gi tendens til må vi ha egenperioder i området mellom T = 63 s og T= 889 s. Pongtongen slik bevegelse. Dette er imidlertid i lite sannsynlig, da strømhastigheten over den største del av pongtonghøyden vil være langt fra å gi en slik bevegelse og o hvirvlenee vil høyst sannsynlig s kansellere hverandre. Dette må imidlertid studeres videre i en senere fase. Eventuelle tiltak for å nøytraliseree hvirvlene kan være å benytte spoilere.

38 dato/date av/rev by Side/Pagee 31 6 BEREGNING AV ANKERSYSTEMER 6.1 Generelt Forankringene av pongtongene er tenkt prinsipielt i form av a skråstiltee fleksible liner festet til faste punkter på sjøbunnen. Med bakgrunn i kunnskap omm etablerte forankringsløsninger fra offshore industrien, er det utformet et slikt forankringssystem. I dettee systemet vil aksialstivheten til de skråstilte forankringslinene mobiliseres til å begrense avdriften til et akseptabelt nivå når systemet blir utsatt for de relevante ytre laster. Dette kapitlet og Appendiks D beskriver det valgte systemet og oppsummerer de beregninger som ligger til grunn for disse valgene. I tillegg er det fokusert på robusthet til systemet for å møte varierende bunnforhold. 6.2 Ankersystem Forankringsliner som benyttes for permanent forankring av a offshore installasjoner, består typisk av segmenter hvor kjetting, ståltau og/eller kunstfibertau inngår for deler av den totale lengde. Systemet er utformet til å bestå av følgende elementer: Bunnforankringer, utføres som sugankere eller tilsvarende Bunnkjetting, fra bunnankerr og opp til ett nivå over sjøbunn Ankerline, utformet som ståltau, men erfaringer fra offshore installasjoner viser at bruk av kunststoffmateriale er en n mulighet, beregninger r tar imidlertid utgangspunkt i ståltau. Toppkjetting, i område rundt innføring til pongtong «Fairlead», innføringssystem mot pongtong/innfesting til pongtong som fester kjettingen mot pongtong under vann og fører den opp o til toppnivå der kjetting kan strammes En nærmere beskrivelse av de enkelte elementene er gitt i Appendikss D. 6.3 Beregninger I Appendiks D er to prinsipielle system for utforming av forankringenf n gjennomregnet for å finne hvilke dimensjoner et slikt system må ha. Ut fra at målsettingenm n for dette arbeidet har vært å se på mulighetenee for en brukryssing av Sognefjorden uten at detaljerte undersøkelser av stedet for kryssing er gjennomført, har man regnet gjennom flere løsninger som kan benyttes avhengig av den bunntopografi som avdekkes når plasseringg av bru er endelig bestemt og detaljert kartlegging er foretatt. De forskjellige løsningene sikrer at konseptett har den nødvendige robusthet till å møte de reelle utfordringene til et virkelig brusted. Utgangspunktet for valg av system har vært at alle ankerpunktene på bunnen må være lokalisert i det flate bunnpartiet på om lag m dyp. Basert på denn stiliserte bunntopogra afi som ble antatt som er definert i avsnitt 1.3 er systemet somm er vist i Figur 6.1 valgt.

39 dato/date av/rev by Side/Pagee 32 Figur 6.1: Prinsipptegning for ankersystem

40 dato/date av/rev by Side/Pagee 33 Dette er et asymmetrisk ankersystem med 1 horisontalt stag til land og 2 skrå stag til havbunn. Med «stag» menes en gruppe av ankerliner med omtrent samme s retning. Linene innenfor en gruppe må sannsynligviss ha en viss avstand for å unngå virvelavløsning etc. Systemet er beskrevet i detalj i Appendiks D og består av 8 ankerliner innenfor hvert av stagene til bunn (totalt 16 liner) og 2 liner i stag mot land. Hver line er antatt å ha følgende data: Tverrsnitt areal: A s = mm 2 Vekt: g = 100 kg/ /m neddykket, dvs 1 kn/m E-modul for line: E 0 = MPa Bruddlast for line MBL = MN (Bridon Spiral Strands) Liner til bunnn har en vinkel på 45 o mot havbunn i et plan gjennom g bunnfundament og pongtong og dette planet har en horisontalvinkel på 70 o mot m brulinja (20 o mot normalen til linja, vinkel α i Figur 6. 1). Linelengde blir da 1840 m. Utnyttelsen avv hver line er da 46 % av MBL. En detaljert oversikt over lastvirkningerr er gitt i Appendiks D. Når systemett over plasseres inn på den modell av fjordbassenget somm vi har tilgjengelig, finner vi at ett av de fire ankerpunktene ikke treffer det flate bunnpartiet somm forutsatt. Dette kan enkelt løses ved at horisontalvinkel til det ene eller begge pongtong systemene endres slik at alle ankere treffer det flate partiet. I Appendiks D har vi undersøkt dette for et tilsvarende system og utnyttelsen av ankerlinenn øker da marginalt, til 49.6%. 6.4 Resultater Følgende system er valgt som basissystem: Systemet består av fra hver pongtong 16 liner til bunn (8 i hver retning) og 2 liner til land. Totalt 32 liner til bunn og 4 liner till land. Mengder er da: Totalt Bunnforankringer, utført som sugankere, se kapittel 8 Bunnkjetting, fra bunnankerr og opp til ett nivå over sjøbunn, for eksempel Vicinay Studless chain R4S diameter 152 mm og bruddlastt knn Ankerline, utformet som ståltau, for eksempel Bridon Spiral Strands med A s = mm 2 og bruddlast kn Toppkjetting, tilsvarende som bunnkjetting med enn økt diameter ut fra nødvendig korrosjonstilleggg for eksempel Vicinay Studless chain R4S diameter 175 mm (20 mm korrosjonstilleggg «Fairlead», med dimensjoner ut fra endelig valgt dimensjon d av kjetting Ankerline: Kjetting 152 mm Kjetting 175 mm m m m m

41 dato/date av/rev by Side/Pagee 34 7 SKIPSPÅKJØRSEL 7.1 Generelt På det aktuelle krysningsstedet trafikkeres Sognefjorden av a et betydelig antall cruiseskip, tankskip, lasteskip, hurtiggående passasjerskip og mindre båttrafikk. Disse representerer en betydelig risiko for at pongtongene kan bli utsatt for kraftige støt fra skipspåkjørsel. Oppdragsgiver har fått utført en separat risikoanalyse for å definere skipsstøtscenarioer som skal legges til grunn for dette mulighetsstudiet. Dette arbeidet er rapportert i ref./12. Basert på dette har vi konkretisert tre skipsstøthendelser som er analysert i dette studiet og beskrevet i Prosjekteringsforutsetningene, rapport -01, som igjen er godkjent av oppdragsgiver. 7.2 Skipsstøtscenarioer Nedstående tekst er hentet fra prosjekteringsforutsetningene: Brukonstruksjonen skal kontrolleres for laster forårsaket av a skipsstøt.. Basert på risikoanalysenn med tilleggg skal det defineres tre representative, dimensjonerende skipsstøthendelser: 1. En baug-kollisjon sentrisk på en pongtong vinkelrett på bruaksen. 2. En baug-kollisjon sentrisk på en pongtong under en skjev vinkel med bruaksen tilsvarende at skipet kommer i hovedretningen av skipsleden, s dvs. under ca. 78 med bruaksen. 3. Baug-støtet tilfellene skal reflektere alle skipsstøthendelser medd en årlig sannsynlighett for opptreden større enn under pkt 2 treffer eksentrisk på en pongtong. Disse Støt fra drivende skip har vesentlig mindre energi enn baug-kollisjon n og ses bortt fra i dennee mulighetsstudien. Følgende skipsstøt er definert: Skipets data: Lengde: 208 m Bredde: 29 m Dybde: 8,8 m Deplacement: t

42 dato/date av/rev by Side/Pagee 35 Hastighet i støtøyeblikks ket: 17,7 knop ( 9,1 m/s) Det er angitt en "added mass"-koeff fisient på 0,,2 for baugstøt. Dette gir en kinetisk energi i støtøyeblikket på 1563 MNm. Kontaktareal for skipet mot pongtongen: 5x5m (antatt; ikke oppgitt) Følgende kraft-inntrengningskurve er angitt for støtet, hvor kurven for DWT-skipet, merket b, er angitt for bruk her: Figur 7.1: Kraft-inntrengningskurver For det eksentriske baugstøtet går en del energi tapt ved glidning mott pongtongen. Ved et treff under ca. 28 med pongtongen er overført energi redusert til 24%, mens overført energi er 66% ved ca. 50. For en sirkulær pongtong med diameter 79 m tilsvarer dette en eksentrisitet på hhv. 35m og 26 m. Det velges å analysere det siste tilfellet her, da a dette er vurdert som mest kritisk. Støtene analyseres med programme et USFOS, se Appendiks E, som err spesielt laget for å analysere in-elastiske treghets- og stivhetsegenskaper. Overbygningenn er kun representert med sitt bidrag til massen, som er fullstendig dominert av pongtongen og dens medsvingende vannmasse. USFOS gir støt-kraft og forskyvninger med tilhørende akselerasjonerr og hastigheter og deres tidshistorier. Støtkreftene settes så på den globale RM-modellen for å se om støtet eksiterer støt. I USFOS-modellen er konstruksjonen representert med sine relevante uheldige svingninger i overbygningen. Brukonstruksjonen skal kontrolleres i ulykkesgrensetilstanden, og det er akseptabelt at to celler i vannlinjen kan bli vannfylt.

43 dato/date av/rev by Side/Pagee 36 Det forutsettes at punktering av celler fra undervannsbåterr og dermedd skipsstøt under nivå - 25m ikke kan skje. Konstruksjonen n forutsettes å bli utstyrt med hydroakustisk signalutstyr som varsler innkommende u-båter. Det kan bli nødvendig i en senere fase å lage separate pongtonger eller ekstra beskyttende fendere for å hindre skade både på konstruksjon og for å beskytte b skipp med passasjerer og mannskap mot havari eller skadelige retardasjoner. Hvis ikke akseptabel sikkerhet kan påvises ved ovennevnte metodikk, skal det spesifiseres tiltak som øker sikkerheten. Dette kan være tiltak som redusert hastighet, spesiell merking av skipsleden, varslingssystemer etc. 7.3 Analyser Det er utført tre typer analyser: 1. Dynamisk, ikke-lineær støtanalyse med programmet USFOS. 2. Dynamisk, global responsanalyse av hele brua påsatt støtkrafthistorikken fra USFOS-analysen 3. Håndberegninger basert på prinsippet om konserveringg av bevegelsesenergi før og etter støtet, forr kontroll av USFOS-analysen Analysene er kort beskrevet i det følgende, og er beskrevet i mer detalj i Appendiks E. 1. I USFOS-analysemassetreghett både i horisontalretning ("surge") og mot krengning («pitch»). I første omgang er støtretningen antatt vinkelrett på bruaksen. Massen inkluderer både konstruksjonsmassen (pongtong og o overbygning) og hydrodynamisk masse. Den siste vil variere noe gjennom støtett i det den er e frekvensavhengig. Den vil være noe mindre i starten av støtet s enn etter at selve støtet er over. Denne variasjonen kan ikke err pongtongen representert som en uendelig stiv sylinder med programmet representere. Forskjellen er imidlertid relativtt liten, 12% % i surge og 2,5% i pitch, så feilen ved å neglisjeree dette forholdet anses ubetydelig. Skipet representeres med et massepunkt med sin masse og med-svingendhar en innkommende hastighet lik oppgitt støthastighet. Mellom skipets massepunkt og pongtongen er det lagt en ikke-lineær, inelastisk fjær som representerer last- nntrengningskurven forr skipet slik denne er definert fra ref./12/. Når r skipet og pongtongen ved vannmasse på 20%, ogg denne antas å angripe i vannlinjenivå. Massen avslutningen av støtet søker å fjernee seg fra hverandre, gårr kraften i denne fjæra raskt ned til null og fortsetter spenningsløs ved videre distansering mellom de to objektene. Overbygningens stivhet på tvers av brua er liten i forhold til forankringssystemet, og er derfor neglisjert. Den lineære fjæra f som representererr forankringssystemets linearisertee stivhet på tvers av brua har en stivhet lik 2MN/m, og den er lagt på kt.-25m. k

44 dato/date av/rev by Side/Pagee 37 Stivheten mot krengningg er meget stor og utgjøres av pongtongens metasenterhøyde og dens deplacement. Det er også gjort en tilsvarende analyse som representererr støtet i skipsledens hovedretning, dvs ca 12º skjevt i forhold til normalen på bruaksen. Her er e bruaksenss stivhet 30MN/m representert i brubanens nivå, kt. +75 m. Det viser seg at dette d ikke influerer på støtkraften s og dens tidshistorie, men det har en innflytelse på pongtongens forskyvninger etter at selve støtet er over. Dessverre er ikke dagens versjon avv USFOS utviklet til å kunne beregne et eksentrisk støt på pongtongen der både friksjon, glidning og samtidig støtkraft sammenn med rotasjon av skipet virker sammen. Dette støtet er forenklet beregnet for hånd, som beskrevet under. 2. Den globale analysemodellen i RM Bridge, se Appendiks E, er påsatt tidshistorien for støtlasten som kommer fra f USFOS-- respons er beregnet ut fra den. Dette er denn samme modellen som er analysen. Denne er påsatt i vannlinjenivå på den ene pongtongen, og hele bruas benyttet for analysen av vind, og egenvekt mm. Det henvises til beskrivelsen av modellen under de kapitlene. Denne måten å dele opp analysen på har vært nødvendig da d RM Bridge ikke hadde noen modul ferdig utviklet forr å beregne det in-elastiske støtet. Oppdelingen representerer etter vår mening ingenn tilnærmelser av betydning i det den dynamiske responsen av overbygningen som ikke er representert i USFOS- analysen ikke har noenn innflytelsee på støtkraften og dens utvikling over tid da selve støtet er over på ca. 1,5 s. Dessuten er massen i overbygningen meget liten i forhold til pongtongen ns masse, så svingninger av overbygningen ville uansett ikke ha gitt vesentlig innflytelse på interaksjonen mellom pongtong og skip selv om denne hadde vart over noen tid. 3. Håndberegningen err basert på prinsippet om konservering av bevegelsesmengde. Dettee prinsippet kommer som resultat av at for et system av to legemer somm støter sammen uten ytre påvirkning vil den eneste kraften som påvirkerr legemene være v støtkraften som er lik og motsatt rettet for de to legemene. Hvis man n så integrerer Newtonss 2. lov (K = ma) over den tiden støtet varer, får man som resultat at summen av bevegelsesmengdene (masse x hastighet) er den samme før og etter støtet, med andre ord: m 1 x v 1 + m 2 x v 2 = m1 x v 1 ' + m 2 x v 2 ' hvor venstre side representerer bevegelsemengden før støtet og høyree side tilsvarende etter støtet. I det aktuellee tilfellet antas at støtet er så kortvarig at pongtongen beveger seg så lite at kraften i forankringsfjæra er neglisjerbar før støtet er over, dvs. forutsetningen om at dett ikke virkerr ytre krefter på systemet er oppfylt med meget god tilnærmelse. Basert på at massen av skipet s er meget liten i forhold til pongtongmassen, antas det videre at støtet er fullstendig plastisk, dvs. at t skip og pongtong beveger seg sammen etter støtet med

45 dato/date av/rev by Side/Pagee 38 samme hastighet. Hvis m 2 er pongtongmassen, er v 2 før støtet lik nulll da pongtongen forutsettes å være i ro før støtet. Dette gir: v 2 ' = m 1 / ( m 1 + m 2 ) x v 1 Energien som går tapt i støtet s ΔE ( hovedsakelig ved plastiske deformasjoner i skipet) er lik forskjellen mellom bevegelsenergiene før og etter støtet: 2 ΔE= ½ x m 1 x v 1 - ½ ( m 1 + m2) 2 x v 2 ' 2 2 = ½ m 1 /(1+ m 1 /m 2 ) x v 1 Dette viser at jo mindre m 1 er i forhold til m 2 jo mer av energien går tapt i støtet.. Tilsvarende kan settes opp når rotasjoner er med i bevegelsesmønsteret. 7.4 Resultater 1. USFOS- analysen girr resultater for en forutsatt uendelig stiv konstruksjon i form av Støtkraft og denss utvikling over tid Forskyvninger, hastigheter og akselerasjoner på valgte punkter av konstruksjonen, ved forankringspunktet ( kt -25m), og i brubanenivå, (kt +75m) Støtkraften blir ca 350 MN, og støtet er over på ca 1.5 s. Maksimal translasjon av pongtongen er ca 6 m og maksimal rotasjon ca 2.0º. Dette gir maks forskyvning på kt -25, hvor ankersystemet er festet på 8 m, i vannlinjen på ca 9 m og i bru-banenivå 11.5 m. Hastighet og akselerasjoner i brubanenivå får maksimale verdier på 1.8 m/s og 0.44 m/s 2. Maksimal retardasjon av skipet er 9 m/s 2, dvs. 0.9 g. Mer resultater og hvordan de varierer over tid er gitt i Appendiks E. 2. RM Bridge- analysenn viser at det bygger seg opp betydelige svingninger i overbygningen. Analysene er kjørt i tidsplanet, og i Appendiks E er det gitt tidshistorier for noenn typiske responsverdier. Det er kjørt både sentriske støt vinkelrett på bruaksen og et e skjevt, sentrisk støt som s følger hovedleia i området, med en vinkel på ca 12º med normalen til bruaksen. For denne typen responss er dempningsverdienee vesentligee for størrelsen av responsen. Den hydrodynamiske dempningen er normalt ganske lav for såå sakte bevegelser av slike storvolum konstruksjoner. Hvis nødvendig, kan det bli aktuelt å støpe opp noen vertikale ribber på utsiden av pongtongen på de nederste f. eks metrene for å gi avløsning av strømningen rundt pongtongen når den beveger seg. Det vil effektivt kunne øke dempningen.

46 dato/date av/rev by Side/Pagee 39 Det er kjørt analyser med 1%, 2% og 5% dempning i frekvensområdet rundt egenperioden for "pitch"-bevegelsen. Dette viser en vesentlig betydning av dempningens størrelse. Med ribber tror vi at 2% dempning er oppnåelig. Dette må imidlertid undersøkes s i større omfang i en senere fase og vil nok kreve både analytiske vurderinger og o modellforsøk. 3. Håndberegningene gir direkte hastigheten for horisontalbevegelsee og rotasjon ved avsvinge med etter at støtet er over. Tilsvarende vil det gi den energien som s går taptt i støtet. Med gitt last- nntrengningskurve kan dermed støtkraften og pongtongens inntrengning i skipet beregnes. Med maks støtkraft kan maksimale akselerasjoner/retardasjoner beregnes. Forskyvningene kan slutningen av støtet. Dette gir dermed den bevegelsesenergien som systemet vil beregnes ut fra utgangshastighetene, alternativtt ved å benytte at ved maksimal forskyvning vil all bevegelsesenergien være lagret som elastisk energi i forankringssystemet. Som håndberegningene i Appendiks E viser gir dette svært nær de samme resultatene som USFOS-analysen. For det eksentriske støtet benyttes samme prinsipper som beskrevet foran. Da kreves at momentum for translasjon, rotasjonn om horisontal akse, dvs. krengning, og vertikal akse bevares. Det er et meget mangelfullt grunnlag som er oppgitt for det eksentriske støttilfellet. Det er bl.a. ikke angitt noen relevant last-inntrengningskurve, som forventes å blii helt annerledes enn for et sentrisk støt. Det eneste som er oppgitt er antydninger av hvor h mye avv skipets innkommende kinetiske energi som overføres til pongtongen. Resten av den d innkomne energienn antas da å ligge i skipets kinetiske energi etterr at støtet er over. Dettee vil sannsynligvis være både translasjonsenergi og rotasjonsenergi som følge av at skipet vil dreie av under støtet. Disse bevegelsene vil blant annet avhengee av medsvingende vannmasse somm også vil avhenge av både skipets og pongtongens form, og vil kreve omfattende beregninger for å kunne få en rimelig nøyaktig beskrivelse. Håndberegningen basere seg på dee samme prinsippene som ligger till grunn for det sentriske støtet, og disse synes godt dokumentert ved sammenligningen med resultatene fra USFOS- analysen. For det eksentriske støtet er prinsippene utvidet til å inkludere rotasjon om en vertikal akse. For å få fram resultater har det vært nødvendig å gjøre noen forutsetninger. Det som etter vår mening er det meste realistiske baserer seg s på følgende antagelser: Skipet fortsetter etter støtet med en hastighet bestemt av at a forskjellenn i kinetisk energi før og etter støtet tilsvarer det som s i risikoanalysen er angitt somm den delen av støtenergien som belaster pongtongen. Med innkommende hastighet for skipet på 9,1 m/s gir dettee en hastighet av skipet etter støtet på 5,3 m/s. Dett antas derfor at skipet ikke rotererr og at all bevegelsesenergien ligger i translasjonsmoden. Konservativt og noe ufysisk antas det at skipet fortsetter med samme eksentrisitet etter støtet som før støtet. Det ufysiske liggerr i at skipet nødvendigvis må tvinges utenfor pongtongen for å kunne fortsette ogg at rotasjonen av skipet neglisjeres. Med disse forutsetninger får vi en maksimal rotasjon på: α = 1,6 º Her er det ikke tatt med eventuelle dynamiske effekter fraa overbygningen.

47 dato/date av/rev by Side/Pagee 40 Beregningenee viser at ca 95 % av den energienn som i ref./ 12/ er oppgitt å bli overført til konstruksjonen ved dettee støtet (dvss 66% av innkommende kinetisk energi) blir opptatt som plastisk energi i skipet, mens bare ca. 5% overføres til kinetisk energi i konstruksjonen. Den energien som overføres til t krengningsbevegelsen, som girr de største dynamiske effektene i overbygningen for sentrisk støt, se Appendiks E og resultatene fra RM-analysen, er nå bare ca 20% av tilsvarende energi for sentrisk støt. Det antas derfor meget grovt at svingningene i overbygningen er ca. 20% av tilsvarende bevegelser i sentrisk støt. Disse skal så kombineres med effektene i overbygningen fra dreiningen av pongtongen om sin vertikale akse. Det gjøres oppmerksom på at dette er basert på meget usikre og forenklede betraktninger, da det mangler pålitelige programmer for å beregne denne typen eksentriske støt, og det er heller ikke oppgitt last-inntrengningskurver for slike eksentriskee støt. Alternativt og trolig meget konservativt antas det at skipet kommer inn med en hastighet som tilsvarer at det har en bevegelsesenergi lik det som overføres til pongtongen og at skipet stopper helt opp ved støtet. Den siste antagelsen er meget ufysisk og antas å gi meget konservative resultater. Dette gir en rotasjon på: α = 3,0 º 7.5 Tiltak Hvis det skulle vise seg at skipsstøtt i en seneree fase skullee gi problemer, kan følgende tiltak vurderes: Øke dempningen: Dette kan være meget effektivt, da analysene viser v at de største belastningene i overbygningen kommerr etter at svingninger i overbygningen har bygget seg oppp etter noen tid. Den hydrodynamiske dempningen kan økes ved f. eks. å støpe vertikale finner på den nederstee delen av pongtongen. Størrelsenn på disse må i så fall bestemmes og effekten vurderes både beregningsmessig og i modelltank. Ankersystemet vil også å kunne bidra til dempning av de aktuelle bevegelsene som initieres av et skipsstøt. Denne effekten bør også vurderess i en seneree fase. Mekaniske dempere kann hvis nødvendig installeres f. eks. i det sentrale sylinder- rommet i pongtongen i form av en eller flere pendler. p Dette er prinsipper som har vært benyttet i høybyggg og tårn. Fender: Som alternativ til den foreslåtte forsterkningenn av den øvre delen av pongtongenn med kraftfordelende ringfagverk som er fylt med m LWA-betong eller som

48 dato/date av/rev by Side/Pagee 41 supplement til t dette kann det utvikles en fenderr som leggess utenpå pongtongen. Denne fenderen bør i såå fall utformes slik at den fordeler den megett lokale støtkraften før den når inn til pongtongen samt at den børr redusere støtkraften vesentlig ved opptak avv tilsvarendee energimengder. En slik pongtong kan være noe som festes til pongtongenp n, eller det kan være en frittflytende ring som err forankret til pongtongen. Da retardasjonen av "design"-skipet er i størrelsesorden 0,9 g, vil dett kanskje være ønskelig med en form for støtabsorberende fender uansettt for å skåne skipet med passasjerer i tilfelle et slikt uhell. Hastighetsreduksjon: Det bør nok også vurderes om det ikke bør innføres hastighetsreduksjoner for skipene ved passasje avv brustedet slik at de skipsstøtscenarioer som må legges til grunn ved dimensjoneringen av brua kan reduseres en del.

49 dato/date av/rev by Side/Pagee 42 8 BEREGNING AV SUGANKERE 8.1 Generelt Det etterfølgende behandler beregning av kapasitet av aktuelle sugankere for forankring av flytebrua på det dypeste partiet av Sognefjorden på ca m vanndyp. Bruk av slike sugankere kan anses som meget velprøvd og velutviklet teknologi, ogg har vært benyttet i forbindelse med forankring av ulikee typer offshore konstruksjoner i ca. 25 år. Største vanndyp som sugankere har vært installert påå til nå er drøye 1500 m. m Beregningsmodellene NGI har anvendt i det aktuelle tilfellet er helt i tråd med hva NGI også o benytter for prosjektering av sugankere for andre offshore konstruksjoner. Appendiks F dokumenterer de forutsetninger dimensjoner ring av aktuelle ankere er basert på og de beregninger som er utført for å bestemme hvilke dimensjoner ankrene må ha for å oppta de aktuelle laster. I den sammenheng kan det nevnes at det err lagt til grunn at vertikal komponentenn av all permanent strekklast tas som dødvektt av ankrene, mens den variable lasten mobiliserer jordas styrke, inkludert mobilisering av undertrykk eller sug ved underkant av ankeret. Det er videree tatt utgangspunkt i at hver av de 8 ankelinene som utgjør ett stag forankres i hvert sitt suganker. For at disse ikke skal påvirke kapasiteten avv hverandre bør den horisontale avstanden mellom ankrene sett i linenes tverretning være tilsvarende t hva som err størst av dybden eller bredden på ankeret (typisk ca. 20 m i det foreliggende tilfellet). 8.2 Aktuelle ankere og dimensjoner Det er sett på to ulike anker typer: 1) Et bredt og grunt anker med bredde ca. 15x15 m som er gårr ned til 8 m dybde under sjøbunnen. Et slikt anker vill normalt bygges i stål og bestå avv 4 sylindre som er satt sammen med et felles f lokk på toppen. Figur 8.1 viser en prinsippskisse av et slikt anker. For dette ankeret er det forutsatt innfesting av forankringslinen på toppen av ankeret. Dette kan gi mulighet for utskifting av linen hvis selve innfestingen gjøres robust og har garantert levetid på 100 år eller mer. Et slikt anker vil kunne bygges i dokk og fløtes ut for nedsetting på stedet. Ankeret har innvendige oppdriftstanker som holder det flytende under transport inntill nedsetting. Nedsettingen gjøres ved ballastering med vann. Ett kranfartøy y holder ankeret i luggen gjennom hele nedsettingsprosessen. Ankeret vil med de rådende grunnforhold nestenn penetrere helt til ønsket nivåå med egenvekt. Behovv for undertrykk eller sug (i forhold til hydrostatisk trykk) vil være beskjedent.

50 dato/date av/rev by Side/Pagee 43 Figur 8.1 Skjematiske tegninger av grunt anker ofte brukt av National Oilwell Varco APL Norway AS 2) Et smalt og dypt anker med diameter 6 m som går ned til 199 m dybde under sjøbunnen. Det er lagt til grunn at dettee ankeret harr innfestingg for forankringen i 11 m dybde, som er optimalt for denne typen anker. Dett benyttes vanligvis kjetting fra innfestingen og opp til litt over sjøbunnen. Gjøres kjettingen og festet til sylinderen meget robust slik at den får lang levetid (100 år eller mer), kan det også i dette tilfellet være mulig ved behov å skifte ut linenee videre oppp til flytepongtongen. En slik utskiftning vil antagelig være teknisk mer krevende enn for den grunne anker-typen med innfesting på toppen. Et dypt sylinderanker av denne typen vil normalt transporteres på lekter ut til stedet for installasjon, og installeres ved bruk av tungt kranfartøy på samme måte som s det grunne ankeret. Behov for bruk av undertrykk vil også i dette tilfellett være begrenset og godt innenfor hva eksiterende pumpeutstyr kan klare.

51 dato/date av/rev by Side/Pagee 44 Exxon Diana - Suction Pile installa ation m m Seabed S at Suction Pile Pumpp skid 1500 m depthh Figur 8.2- Illustrasjon av dypt anker. Bildet er av ankere installert for Diana plattformen i Mexico gulfen på 1500 m vanndyp. 8.3 Resultater Beregning av kapasitet av to typer sugankere for forankring av flytebrua er vist. Begge konseptene representererr meget velprøvd og velutviklet teknologi, ogg har vært benyttet til forankring av ulike typer offshore konstruksjoner. Begge konseptene k har tilfredsstillende kapasitet til å forankre en line innenfor alleredee utprøvde dimensjoned er og kan derfor benyttes. I de videre illustrasjonerr og tegninger av brua er et smalt og o dypt anker brukt forr å illustreree ankersystemet. Det er vist et anker med diameter 6 m somm går ned til 18 m dybde under sjøbunnen og har innfesting for forankringen i 11 m dybde. Beregningene i Appendiks F tar utgangspunktt i en justertt dybde til 19 m.

52 dato/date av/rev by Side/Pagee 45 9 PONGTONGER 9.1 Generelt De to brutårnene ute i fjorden er fundamentert på to flytende pongtonger i betong. Disse er fastholdt av et forankringssystem som går ned til sjøbunnen og til land. Forankringssystemet gir stivhet mot horisontale bevegelser av pongtongen. Pongtongen selv må ha nok oppdrift til å bære sin egen vekt, vekten fra overbygningen med trafikkk og vertikallastene fra ankersystemet. I tillegg må den gi tilstrekkelig stivhet mot vertikalbevegelser som skyldes varierende trafikklaster og mot helning fra vind, strøm og bølgelaster. Pongtongenee er i hovedsak utsatt for strøm og bølgelaster i tillegg til at de kan være eksponert for mulige skipsstøt. 9.2 Beskrivelse Pongtongenee har en dypgang på 1755 m og et nominelt fribord på 7 m. Med en variasjon i vannets tetthe på ±1% vil fribordett variere mellom 5.2 m og 8.8 m. Den kritiske belastningen på pongtongen vil være forskjellig over og under skipsstøtsonen, som er definert til å være over kt Under denne sonenn vil det ytree vanntrykket være avgjørende, og over denne sonen vil skipsstøt være styrende. Det er plater ved topp og bunn av pongtongen og i overgangen mellom de to nevnte sonene. Denne legges på kt. -25 for å være godt under belastnings området fraa et mulig skipsstøt. I nedre del består pongtongen av åtte, ytre sirkulærsylindriske celler med midlere radius på 10,85 m og en indre sylinder med midlere radius på 17.5 m. m Disse radiene er konstante over høyden. Det er kun ytterflatene som er eksponert for vanntrykk slik at det er gunstig at disse er sirkulære, men alle indre vegger består av rettee partier, se Appendiks G. Veggtykkelsene er konstante oppp til 45 m over bunnenn av pongtongen. Derfraa avtar de lineært til de møter mellomplaten. Bunnplaten er 2.7 m tykk bortsett fra i området under den midtre cellen hvor tykkelsen er økt til 7.0 m. En slik tykkelse er tekniskk mulig å støpe ut i en omgang, men den krever god logistikk på grunn av de store mengdene. Alternativet til de d tykke platene er å lage kuleskall. På grunn av hydrostatiske stabilitetskrav er det gunstig å ha h vekt lavt nede i pongtongen, og da de store tykkelsene ikke medfører problemer med å få pongtongen utt av dokk, antas dette å være en billigere løsning enn å bruke kuleskall. Den hovedsakelige sirkulære formen på veggkonfigurasjonen i nedree del av pongtongen er ikke godt egnet for å ta en lokal belastning som fra et skipsstøt. I skipsstøtsonen foreslås derfor

53 dato/date av/rev by Side/Pagee 46 en annen veggkonfigurasjon med hovedsakelig rette, innvendige vegger, se Appendiks G. Det legges en 1 m tykk sirkulær vegg ytterst som tangerer de underliggenu nde cellene på yttersiden. Denne er understøttet av et ringfagverk som igjen er understøttet av et sett med vegger som går gjennomgående gjennom hele pongtongtverrsnittet. Alle disse d veggene er 0.6 m tykke bortsett fra diagonalene i det ytre fagverket som øker til 0,75 m mot ytterringen. Den indre ringen i ringfagverket er oppspent med horisontale 6-19 kabler c/cc 0.5 m. Belastningenn fra skipsstøtet er beregnet til ca. 350 MN. Vi har ikke fått oppgitt belastnings- arealet, men har antatt att det er konsentrert til "bulben" påå det typiskee "design"-skipet som er kommet ut fra risikoanalysen som oppdragsgiver har fått utført, u ref./12/. Vi har i mangel av noe bedre antatt et kontaktareal på 25 m², tilsvarende en diameter d på bulben på 5,6 m. Denne antagelsen er ikke så kritisk; det viktigste er å ta utgangspunkt i at denne lasten kan være svært konsentrert. Dette betyr at støtlastenn kan treffe mellom fagversstavene. For å sikre at ytterveggen ikke ødelegges under en slik situasjon foreslås det at mellomrommet mellom veggene i ytterringen støpes ut medd lattaggrega (LWA) betong. Medd romvekt på ca. 11 kn/m³ kan en få en trykkfasthett på 12 MPaa hvilket hindrer knusning av LWA-betongenn under skipsstøtet. En annen fordel med dette forslaget er at ingenn yttercellerr kan bli vannfylt ved en eventuell ytre skade. Like fullt er alle veggene utenfor denn indre ringen dimensjonert for vanntrykk slik at hvis en eller to celler av en eller annen årsak skulle bli vannfyltt så vil ikke dette propagere til andre celler. I en senere fase bør det utvikles en fender som ligger utenpå pongtongen og som demper og fordeler støtet noe. Dettee er gunstigg for konstruksjonen, men m er nok nødvendig for å beskytte skip med passasjerer forr skipet får en retardasjon på opp mot m 0.9 g med nåværende løsning. Ved vannfylling av to naboceller utenfor den indre ringen vil pongtongen synke maksimalt ca. 1,,0 m inklusive effekten av krengning og krenge ca. 0.2 º. De fire beina fra brutårnene kommer ned sentrisk i hver sin tricelle. Tårnbeina har ytre dimensjon 5 x 5 m nede ved pongtongen. Det støpes derfor ut et massivt parti på 7x7 m for å forankre hvert tårnbein. Innfestingen av forankringssystemet skjer ved en "fairlead" og en ankervinsj for hver anker- line. Førstnevnte legges under skipsstøtsonen, mens ankervinsjene plasseres oppe på dekket. Disse må dermed beskyttes mot eventuelle skipsstøt med en betongkonstruksjon. Denne er ikke detaljertt i denne fasen, men er vist på tegningene somm en prinsippløsning. Kjettingene vil i området mellom "fairlead" og ankervinsj være eksponert for mulige skipsstøt og beskyttes med utstikkende betongribber i aktuelt område. Innfestingen av "fairlead" skjer ved forspente bolter inn i mellomplaten på kt -25,, som er betydelig forsterket i de aktuelle områdene. Hvis en senere risikoanalysse skullee vise at dette gjør pongtongene for sårbare med hensyn til mulig vannfylling av underliggendee celler, kan det eventuelt legges en plate i disse cellene på f. eks kt -30. Denne platen må væree ca 1 m tykk for å forhindre at vann trenger ned i cellen under. De nederste ca. 45 m av pongtongenn er fylt med vannmettet olivinstein med romvekt 28kN/ /m³.

54 dato/date av/rev by Side/Pagee 47 Det er forutsatt at cellene under mellomdekket ikke kan bli vannfylt på grunn av mekanisk skade. Det forutsettes dermed at pongtongene er utstyrt med m hydroakustiske sendere som varsler mulige u-båter om konstruksjonens eksistens. Likee fullt anbefales at hverr celle utstyres med hver sin permanente pumpe med sensorerr som kan varsle og lense cellene i tilfelle det skulle komme noe vanninnsig fra riss i betongen eller fra andre tilsvarende kilder. Tricellene som ligger mellom de sirkulære cellene kan eventuelt fylles med skum eller tilsvarende for eventueltt å spare pumper. Materialmengdene i pongtongen er: : Betong B45: : m³ LWA-betong, B12: m³ Armering: tonn Spennarmering: MNm Olivinballast: m Dimensjonering Dimensjoneringen av nedre del av pongtongenn er basert på håndberegninger som er verifisert med to typer analyser: en 3D globalanalyse for å beregne knekklastenn for ytre vanntrykk og en plan utsnitts-modell er håndberegnet basert på tabellverk over momenter og øvrige snittkrefter for for beregning av snittkrefter fra det ytre vanntrykket. Bunnplaten sirkulære plater. Stabilitetsanalysen har vært gjort basert på utsnittsmodeller av horisontale kakestykker, horisontale utsnittsmodeller av helee pongtongen og en 3D-modell av konstruksjonen under mellom-platen på kt Det var bare den siste hvor laveste knekklast ikke var betydelig influert av randbetingelsene, så det er den som ligger til grunn. Knekkform og knekkfaktor er gitt i Appendiks G. Dimensjoneringen er konservativt basert på håndberegningene hvor bærevirkningen i vertikalretningenn forenklet og konservativt ikke er tatt hensyn til. Momenter og aksialkrefter fra det ytre vanntrykket er beregnet ved hjelp av en utsnittsmode ell. Modell og resultater er vist i Appendiks G. Snittkreftene som s fremkommer med denne modellen er noe på den sikre s siden, da den ikke fanger oppp at en del av bærevirkningen går i vertikalretningen. Aksialkreftene stemmer med noen få prosents avvik fra håndberegningene. Momentene som tas inn i dimensjoneringen er 1. ordens momenter m fra det ytre vanntrykket, se Appendiks G. I tillegg er det antatt en imperfeksjon med maksimalvem erdi 50 mm,, som har samme form som lavestee knekkform. Momentet på grunn av aksialkraften og denne eksentrisiteten legges til momentene fra vanntrykket og økes med faktoren 1 / (1-N/N cr ) for å ta vare på 2. ordenseffektene. Her er N den aktuelle aksialkraften og N cr er 3/4 x knekklasten på det aktuelle stedet. Reduksjonen n med ¾ tar hensyn til at a vanntrykkk er en ikke-konservativ

55 dato/date av/rev by Side/Pagee 48 last som gir en noe lavere knekklastt enn en radiell belastning som beholder sin retning r under utknekking. Topp- og mellomplate err dimensjonert for hånd. Veggene i øvre del av pongtongen er også dimensjonert for hånd. Det er kontrollert at de ikke knuses rett under den ytre ringen ved et eventuelt skipsstøt. Videre err det kontrollert at de kan overføre kreftene fra skipsstøt til øvrige fordelende veggskiver og at disse kan overføre kreftene via mellomplaten og ned i de underliggende veggene. 9.4 Hydrostatisk stabilitet og rotasjonsstivhett Den hydrostatiske stabiliteten uttrykkes gjennom metasenterhøyden GM som har bidrag fra nivåforskjellen mellom oppdriftssen nteret og konstruksjonens tyngdepunkt samt stivheten s av vannplanarealet. Dokumentasjon err vedlagt i Appendiks G. G Dette kan uttrykkes som: GM = VCB -VCG + I ρ g / Δ hvor VCB og VCG er nivået for beliggenhetenn av oppdriftssenteret og vekten av konstruksjonen. Det siste leddet uttrykker stivheten av vannlinjearealet dividert på deplassementet, Δ, av pongtongen. I det aktuellee tilfellet blir dette: GM = -86,0 - (-117,5) +189,373/75,546 =31,5 + 2,5 = 34,0 m Rotasjonsstivheten mot krengning blir: Kφ = GM x Δ = 34,0 x 75,546 x 10 5 = 2569 x 10 5 knm/rad

56 dato/date av/rev by Side/Pagee DIMENSJONERING AV OVERBYGNING OG TÅRNN 10.1 Generelt Overbygningg og tårn er dimensjone ert med krefter og lastkombinasjoner fra globalanalysen beskrevet i kapittel 3. Dimensjoneringskontrollen gir akseptable spenninger med de valgte tverrsnittene. I tillegg err overbygning og tårn kontrollert for skipstøt mot pongtong i en ulykkesgrensetilstand. Det blir noenn overskridelser på brubjelke og tårn, men dette kan løses med noe høyere stålkvalitet og ekstra tykkelse på stålplatene i enkeltee områder Overbygning Avstivningsbæreren er en ortotrop stålkasse med langsgående trapes-stivermed m bevegelsesfuge i hver ende. I hver og med tverrskott hver 4 m. Avstivningsbæreren er kontinuerlig g fra akse 1 til akse 6 ende ved landkar er avstivningsbæreren også holdt fast med spennkabler. For sidespenn akse 1-2 og akse 5-6 er avstivningsbæreren understøttet av søyler ca. hver 80m. Toppp søyler har glidelager i lengderetning og sidestyring i tverretning. I akse 2 og 5 for tårn i strandsonen er avstivningsbæreren fastholdt i tverretning, mens i lengderetning benyttes glidelager. I akse 3 og 4 henger avstivningsbæreren fritt i hengestenger slik att verken vertikallast eller torsjon fra brubjelken overføres til tårnet. t I lengderetning og tverretning fastholdes brubanen mot tårnet med fast-lager. Videre fastholdes det også for rotasjon omm vertikalaksen mellomm brubanen og tårn i akse 3 og 4. Avstivningsbæreren kontrolleres for tillatte stålspenningerr i bruddgrensetilstand. Dimensjoneringskontrollen viser at s avstivningsbæreren må m ha et forsterket tverrsnitt ved tårn i akse 3 og 4 akser. Det er spesielt støttemomenter fra kastevind på tvers av avstivningsbæreren som gir de største spenninger. I tillegg til forsterkningen lokalt ved tårnakser velges det å benytte høyere stålkvalitet på stålet t i dette området, S420 stål mot S355 stål ellers for avstivningsbæreren. Forsterket område velges ±150m vedd akse 3 og 4. Ved større belastninger fra skipstøt kan stålkvaliteten økes til S460 og eventuelt kan k også platetykkelsene økes. Avstivningsbæreren har generelt 8mm tykk bunnplate og 12 mm tykkk topplate i analysen. På tegning vil tykkelsen forr topplaten være 14 mmm iht. Eurokodene. I forsterket område velges det å øke topplatetykkelsen til 20 mm, mens bunnplaten økes til 14mm. Dette øker arealet med ca. 50 %. Treghetsmomente om horisontalaksen og vertikalaksen øker med hhv 54 % og 62 %. For enklere å se effekten av de forsterkede områder er krefter og spenninger kjørt ut for «basecase» som er det generelle tverrsnittet benyttet for hele avstivningsbæreren. Disse krefter og spenninger sammenlignes med de som fås fra en analyse med «forsterket tverrsnitt» ved støtter.

57 dato/date av/rev by Side/Pagee 50 Figur 10.1: Tverrsnitt avstivningsbærer Stålkasse, ULS Lastkombinasjon bestående av permanente laster, trafikk, temperatur, vind, oppspenning og tvangslast i lengderetning pga. pongtongdrift sideveis er kombinert k i bruddgrensetilstand. Dominant vind, permanentlast og trafikk er inkludert. Dett viser seg at dominant vind med lastfaktor 1.6 gir de største spenninger i avstivningsbæreren. I skissenn under er spenningspunkter definert. Det vil være SP-R, i sidekant stålkasse, s som får den største s spenningen i avstivningsbæreren ved akse 3 og 4. Ved å forsterke et område rundt aksen reduseres spenningen fra 535MPa uten forsterkning til 365MPa med forsterkning, se vedlagte spenningsplot. Dette er en reduksjon på 32% for en arealøkning på ca. 50%. Dett velges derfor S420 stål i forsterket bjelke ved akse 3 og 4. I resterende bjelke b benyttes S355. Merk at for analysen med forsterket tverrsnitt err også området ±100mm ved akse 2 og 5 forsterket, selv om det ikke er nødvendig.

58 dato/date av/rev by Side/Pagee 51 Figur 10.2: Forklaring av hvor spenningene er hentet ut fra f RM-analysen. I RM er økende profilnummerr mot leseren. Figur 10.3: Spenninger i punkt SP-RR i brubjelken for det generelle g tverrsnittet

59 dato/date av/rev by Side/Pagee 52 Figur 10.4: Spenninger i punkt SP-RR i brubjelken for det forsterkede f tverrsnittet Avstivningsbærer, Skipspåkjørsel Avstivningsbæreren er kontrollert for belastninger som blir påført overbygningen pga. skipspåkjørsel mot pongtongene. I den globale analysemodellen i RM-Bridge err tidshistorien til støtlasten som kommer fra USFOS-analysenn påsatt. Det er kontrollert for en last l som treffer midt på en pongtong 90 på bruaksen og en kraft som treffer skjevt på pongtongen og gir en rotasjon av pongtongen. Skipsstøtett er kontrollert for 1% dempning, d 2% dempning og 5% dempning. I denne rapporten rapporteres kun resultat for 2% 2 dempning. Selve skipsstøtanalysen er beskrevet i Appendiks E. Spenningene i avstivningsbæreren er plottet i påfølgende plott p for skipsstøt med basecase tverrsnittet. Dette plottett viser en maks spenning på 728 MPa, men hvis en skalerer spenningene til det forsterkede tverrsnittet som ULS beregningene har konkludert med, blir maksimal spenning ved akse 4 i underkant av 500 MPa. For lasttilfellet med eksentrisk skipsstøt som gir rotasjon av pongtongen blir spenningene e maks 327 MPa for tilfellet med 3.1 rotasjon av pongtong. Dette er en håndterbar spenning som kan tilfredsstilles vedd å øke stålkvaliteten rundt r tårnene til S460 stål og øke platetykkelsen noee lokalt. Konseptet virker derfor å være robust også for skipsstøt direkte mot pongtong.

60 dato/date av/rev by Side/Pagee 53 Figur 10.5: Skipsstøt 90 Figur 10.6: Skipsstøt 78

61 dato/date av/rev by Side/Pagee 54 Figur 10.7: Skipsstøt, 3. 1 rotasjonn av pongtong Horisontalfjærr mot landkar For å kunne holde brua sentrert s i fjorden og unngå at vindd og drift på å tvers av fjorden skal presse brua inn mot land på den enee siden er det valgt å innføre en horisontal fjær i hver ende av brua. Denne fjæren err laget av 4 stk kabler med lengde på 500 m som gir en fjærstivhet på 15 MN/m. Kabelen må kunne ta temperaturbevegelser på C som tilsvarer 720mm samt deformasjon fra trafikk som gir mm. Kombinertt sammen gir dette en bevegelse på mm. Kabelen må forhåndsoppspennes til 4 for å kunne ivareta disse bevegelsene, denne tøyningen representerer er forspenningskraft på 28,5 MN. Maks kraft i kablene blir 6.6*195000*36600/1E6=47.1 MN. Ved installasjon av disse fjærene bør det spennes opp likt fra begge ender slik att brua ikke dras mer til den ene siden under oppspenningen. Alternativt kan det spennes opp fra en side til ca. 90 % av foreskrevet kraft, men da må det stemples mellomm landkar og brubane på den side det spennes først. Deretter kan det spennes fra motsatt side til stemplingen løsner. De siste 10% av kraften brukes til å tilpasse oppspenningen på hver side slik at fugeåpningen blirr lik i akse 1 og 6.

62 dato/date av/rev by Side/Pagee 55 Figur 10.8: Horisontalfjær i akse 1 og 6

63 dato/date av/rev by Side/Pagee 56 Figur 10.9: Horisontalfjær i landkar akse 1 og Fuge og lager Fuge og lager er dimensjonert for temperaturbevegelser ± 36 C+ ±10 C = ±46 C i tillegg til deformasjon fra trafikk. Totalt utgjør dette en bevegelse på ±1144mm, dette tilsier at vi kan bruke fuge type LR30 som har en totalbevegelse på 2400mm. Lager i akse 1 og 6 må ha kapasitet til å ta de samme bevegelsene. Det må i dettee tilfelle lages en spesial øvre glideplate som har kapasitet til å ta bevegelser på ±1200mm.

64 dato/date av/rev by Side/Pagee 57 Figur 10.10: Fugedata Mageba LR I sidespennet mellom akse 1 og 2 err det tenkt å ha glidelager på toppen av søylene. Disse lagrene vil få en lang bevegelse som kan være problematisk med tanke på at smuss og skitt kan legge seg i sporet for sidestyringen og gi uønsket høg friksjon i lageret. Dette kan unngås ved å velge å hengee opp sidespennet ellerr flytte bevegelsesfugenn til akse 2 og 5. I det siste s tilfelle kan viadukt beholdes med glidelager i toppen. Bevegelsene vil være små sammenlignet med å ha bevegelsesfuger ved landkarene.

65 dato/date av/rev by Side/Pagee 58 I akse 2 og 5 er brua opplagret medd to vertikallager og to sidelager s som vist på Figur Vertikallagrene vil være allsidige lager med bevegelesemulighet på ca ±1000mm. Samme type lager velges for sidelagrene. Horisontalkreftene i brua vil bli overførtt til sidelagrene via en konsoll i uk brukasse og overføres videre til tårnet via konsoller på tverrigelen Figur Lagerkonfigurasjon i akse 2 og 5 I akse 3 og 4 overføres tverrkreftent e på samme måte som i akse 2 og 5. Vertikalt er det hengestengene som står for opplagringen. Brua er fastholdt i lengderetningen i akse 3 og 4 og lengdekreftene blir overført fra brukassa til rigelen på tårnet via en tverrbjelke og som vist på Figur Figur 10.12: Sidelager i akse 3 og 4

66 dato/date av/rev by Side/Pagee 59 Figur 10.13: Langslagerr i akse 3 ogg Tårn Generelt Vi har to typer tårn på brua. I akse 2 og 5, som står på land, er det tenkt å lage betongtårn og i akse 3 og 4 er det planlagt ståltårn for å spare vekt og forenkle byggeprosessen. Tårn i akse 3 og 4 er prosjektert med en diamantform. Alternativet kunne vært tårn med A- form. Vi ønsket forholdsvis stor avstand mellom tårnben ved v brubanen som gir mindre deformasjon i tårntopp. Videre ønsket vi at avstanden mellom fotavtrykkene på pongtongen n ikke skulle bli bestemmende for pongtongbredden. Valget av diamantform gir denne fleksibiliteten. De innover skrånende tårnben under brubanen gjør det også enklere å plassere forgitring mellom tårnben som gir tårnet en robusthet mott torsjon og horisontallaster som overføres fra pongtong til t brubane. Dette kan for eksempel være respons fra skipstøt som treffer pongtongen eksentrisk. Fordelen med A-tårn er at den d kan føree krefter fra tårntopp direkte ned til pongtong som aksialkrefter. Imidlertid vil en e betydeligg del av lasten komme via brubjelken slik at også et A tårn ville måtte ha en forgitring i den nedre delen. Form på tårn i akse 2 og 5 ble valgtt slik at de estetisk ligner på tårn i akse 3 og 4.

67 dato/date av/rev by Side/Pagee Geometri Figur 10.14: Tårn akse 2 og 5

68 dato/date av/rev by Side/Pagee 61 Figur 10.15: Tårn akse 3 og 4

69 dato/date av/rev by Side/Pagee 62 Figur 10.16: Typisk snitt, tårn aksee 2 og 5 Figur 10.17: Typisk tverrsnitt av tårn i akse 3 og 4

70 dato/date av/rev by Side/Pagee Dimensjonering Generelt I mulighetsstudiet er tårnene dimensjonert for ULS B medd kombinasjon av egenvekt, trafikk, forspenning av kabel mot land og vind. Tårnene er dimensjonert for den mest ugunstige lastvirkning og kontrollert for global og lokal knekking. Med platetykkelse på 40mm får øvre del av tårnet en utnyttelsesgrad på 100% mens nedre del får en maks utnyttelse på 105%. Maksutnyttelsen er i det nederste snittet av tårnet og kan lett forsterkes med å velge en tykkere plate. Figur 10.18: Utnyttelsesgrader tårnn

71 dato/date av/rev by Side/Pagee 64 Figur 10.19: Utnyttelsesgrader tårnn Skipsstøt I Appendiks E er det utført analyse av skipsstøt mot pongtong. Overbygning og tårn er kontrollert for disse lastene. Det som er kontrollert er skipsstøt sentrisk mot pongtong 90 på bru og et tilfelle med 78 på bru, i tillegg er det sett på et eksentrisk e støt som gir en vridning av pongtongen på 3.1. I tårnene er det nedre del som får størst påkjenning fra skipsstøt. Vedlagt er plot over utnyttelsesgrad i tårnbena for tilfellene skipsstøt direkte mot m pongtong 90 på brua og med en vinkel 12 på denne. Det er også vist utnyttelsesgrad for eksentrisk skipsstøt som gir en rotasjon av pongtong på 3.1. Skipsstøt direkte mot pongtong gir en maks. utnyttelsesgrad på ca. 93% for begge tilfellene mens rotasjon av pongtong gir en utnyttelsesgrad på ca. 50%.

72 dato/date av/rev by Side/Pagee 65 Figur 10.20: Utnyttelsesgrader tårnn Figur 10.21: Utnyttelsesgrader tårnn

73 dato/date av/rev by Side/Pagee 66 Figur 10.22: Utnyttelsesgrader tårnn Sadel Figur 10.23: Prinsippskisse sadel

74 dato/date av/rev by Side/Pagee 67 Figur 10.24: Prinsippskisse sadler Ifølge prosjekteringsforutsetninger er nominelll friksjonsfaktor mellomm sadel og bærekabel 0.2. Med en materialfaktor på 1.65 fås en dimensjonerende friksjonsfaktor på Dette vil være for lavt sammenlignet med opptredende friksjon i bruddgrense som er på hele 0. 21, se også kapittel 6 i Appendiks H. Sadelen består også av 4 indre plater som kan ta friksjon hvis h de sveises fast i traubunn. Det antas et sidetrykk på 1/6 av vertikaltrykket i bunn av platen avtagende til 0 i toppp av platen. Med dette bidraget øker den effektive friksjonsfaktor til 0.2 som er svært nær opptredende krefter. I den største opptredende friksjonskraft inngår dett et betydelig bidrag fra vind. Noe av dette bidraget skyldes att hengestenger er modellert vertikalt med en for stor avstand i toppen på 15 m, noe som gir en betydelig torsjonsstivhet. Ved tvangsrotasjonn av tårnet kan resulterende sadelfriksjonen bli for stor med denne forenklingen i modelleringen. I et videree studie kan denne effekten bli vurdert mer i detalj. Et mulig tiltak for å øke friksjonskapasiteten er å etterspenne vertikalt over bærekablene i sadel. Dette er for eksempel utført på Taizhuo Bridge i Kina. Største last på sadel i tverretning er på ca 1900kN per sadel i en bruddgrensesituasjon. Med en tilhørende vertikalkraft på kn gir dette en resultant med vinkelavvik på kun 1.2 grader med vertikalen. Dette er mindre ennn helningenn på kabel fra statisk last på 3 grader, noe som gjør at dennee horisontallasten er forholdsvis enkel å ta opp.

75 dato/date av/rev by Side/Pagee Mengder I dette kapittelet er det tabulert betong- og stålmengder for tårn og overbygning. Tårn akse 2 og 5 Elnr Beskrivelse L B T 1El nr 1 2El nr 2 3El nr 3 4El nr 4 5Riegel 6Riegel 7El nr 1 over rigel 8El nr 2 over rigel 9El nr 3 over rigel 10 El nr 4 over rigel 11 El nr 5 over rigel 12 El nr 6 over rigel 13 El nr 7 over rigel 14 El nr 8 over rigel 15 El nr 9 over rigel 16 El nr 10 over rige 17 El nr 11 over rige 18 El nr 1 topp 19 El nr2 topp Tårn n Vol Sum Begge tårn 5,650 Figur 10.25: Betongmengder akse 2 og 5 (m3) Elnr Beskrivelse L 20 Diagonal 1 21 Diagonal 2 22 Diagonal 3 23 Diagonal 4 24 Horisontal 1 25 Horisontal 2 26 Horisontal 3 B T n Figur 10.26: Stålmengder akse 2 ogg 5 Tårn Stivere Vol L B T n Vol L B Skott T n Vekt Vol Vol densitet (tonn) Antall Sum Begge tårn Tot vekt (tonn)

76 Prosjekt/Project dato/date av/rev by Side/Pagee 69 Tårn akse 3 og 4 Elnr Beskrivelse L 1El nr 1 2El nr 2 3El nr 3 4El nr 4 5Riegel 6Riegel 7El nr 1 over rigel 8El nr 2 over rigel 9El nr 3 over rigel 10 El nr 4 over rigel 11 El nr 5 over rigel 12 El nr 6 over rigel 13 El nr 7 over rigel 14 El nr 8 over rigel 15 El nr 9 over rigel 16 El nr 10 over rige 17 El nr 11 over rige 18 El nr 1 topp 19 El nr2 topp 20 Diagonal 1 21 Diagonal 2 22 Diagonal 3 23 Diagonal 4 24 Horisontal 1 25 Horisontal 2 26 Horisontal 3 Tårn B T n Stivere Vol L B T n Vol L B Skott T n Vekt Vol Vol densitet (tonn) Antall Sum Begge tårn Tot vekt (tonn) ,354 Figur 10.27: Stålmengder i akse 3 og 4 Overbygningg Normaltverrsnitt Elnr Forsterket tverrsnitt Elnr Beskrivelse L B 1Topplate 1 2Topplate 2 3Topplate 3 4Topplate 4 5Topplate 5 6 Bunnplate 1 7 Bunnplate 2 8Stiver topplate 9Stiver skrå 10 Stiver bunnplate 11 Skott 12 Skott Beskrivelse L B 1Topplate 1 2Topplate 2 3Topplate 3 4Topplate 4 5Topplate 5 6 Bunnplate 1 7 Bunnplate 2 8Stiver topplate 9Stiver skrå 10 Stiver bunnplate 11 Skott 12 Skott T n Vol T n Vol densitet densitet Vekt pr m (tonn) Antall m Vekt pr m (tonn) Antall m Tot vekt (tonn) ,055 Tot vekt (tonn) ,214 Totalt for hele bru Figur 10.28: Mengder overbygning g ,269

77 dato/date av/rev by Side/Pagee Hovedkabel Dimensjonerende last i kabel: S γ = kn Kabelkapasitet iht NS-EN : F R Rd = min { F uk /1.5*γ R ; F k /γ R } ; γ R =1.2 iht NA Bruddkapasitet er dimensjonerende: F R Rd = F uk /1.5*γ R > S γ F u uk = f uk * A m Benytter f uk = 1770 MPa dvs: A m > mm 2 Antar tråddiameter 5.3 mm, A t = mm 2 Antar 19 bunter, dvs. antall tråder pr bunt: n b > 382, velger n= 4*96= = 384 tråder Antall tråder pr bunt: n b = 384*19= = 7315 tråder Total kabelareal: A m = 7315* = mm 2 Har benyttet A m = mm 2 i analysen, dvs. har 5% reservekapasitet for evt. bidrag som ikke er medtatt i dimensjonerende last ovenfor. Totallengde hovedkabel er ca. 4530m Dette gir en totalmengde stål på ca t.

78 dato/date av/rev by Side/Pagee BYGGING AV PONGTONGER OG TÅRN 11.1 Generelt Byggingen av de store pongtongene e i betong og tårnene i stål kan i hovedsak basere seg på velkjente teknikker fra bygging av de store betongplattformene for oljeproduksjon i Nordsjøen. I dette kapitlet blir kun hovedprinsip ippene gjengitt. Flere detaljer d er å finne i Appendiks I Bygging av betong pongtonger i dokk og nær land Byggingen av betongpongtongene starter i dokk. Den eneste store dokken som er operativ i Norge i dag befinner seg på Hanøytangen utenfor Bergen. Denne dokken har dybde 17meter og anvendelig areal innenfor dokkporten på 125 x 125 meter. Den er meget velegnet for formålet. Figur 11.1: Oversikt Hanøytangen Bunnplate og tilstrekkelig høyde påå celleveggene (ca. 21m) til at bunnseksjonenn kan flyte ut av dokk med 1 meter bunnklaring bygges ferdig inne i dokken. Celleveggene utføres med glidestøp. Utenfor dokken etableres et dypvanns byggested der pongtongen fullføres til en total høyde på 87 meter. Fordelen med et slik valgg er at man kan bygge mer m av konstruksjonen på et sted med nærhet til land. På dette stedet legger man også inn fast ballast før slep til Sognefjorden

79 dato/date av/rev by Side/Pagee Ferdigstillelsee av betong pongtongene i Sognefjord den nær brustedet Pongtongen er nå klar till å slepes till Sognefjorden, der denn forankres i en egnet sidefjord. s Den kommer derved bort fra hovedledenn inn fjorden og skjermes mot eventuell risiko for skipspåkjørsel. Øvre del fullføres, resterende fast ballast legges inn, og topplokket støpes Ferdigstillelsee av ståltårn Nedre del av ståltårnenee prefabrikkeres på et verft og ankommer Sognefjorden på lekter. En oppdeling i 4 elementer kan være hensiktsmessig. Elementene løftes inn med et egnet kranskip og sammenføyningene etableres. Figur 11.2: Montering nedre elementer i tårn De øvre delene av tårnett blir også prefabrikkert og løftes på p plass av en stor tårnkran montert på pongtongen.

80 dato/date av/rev by Side/Pagee 73 Figur 11.3: Montering øvre elementer i tårn Pongtongen med ståltårn kan så taues til brostedet og kobles til den permanente forankringen som er lagt ut på forhånd Ferdigstillelsee av betong tårn påå land Betongtårnene på land bygges på tradisjonelt vis med samme teknikkk som for eksempel tårnene til Hardangerbrua.

81 dato/date av/rev by Side/Pagee REFERANSERR A: Forskrifter/retningslinjer fra Statens vegvesen: /1/: Statens vegvesen: Håndbok 185, BruprosjekteB ering (2011). /2/: Statens vegvesen: Håndbok 017: Veg- V og gateutforming (2008). B: Norske standarder: Norske standarder refereres til i teksten underr de enkelte avsnitt. C: Rapporter / publikasjon ner /3/: Rørbrukryss sing Sognefjorden Opedal-Lavik. Estimat på bølger og strøm, s SINTEF, D: Andre forskrifter / retningslinjer/grunnlagsdokumenter: /4/: PETROLEU UMSTILSYNET, Forskrift om utforming og utrustning av innretningermed mer i petroleumsvirksomheten (Innretnings( sforskriften) ), April 2010 /5/: NORSOK, NORSOK standard N-001, 7, Juni /6/: PETROLEU UMSTILSYNET, Veiledning til Innretningsforskriften, April 2010 /7/: DET NORSKE VERITAS, Offshore Standardd DNV-OS-E301, DNV-OS-E302, Offshore Mooring Chain, October 2010 Position Mooring, October 2010 /8/: DET NORSKE VERITAS, Offshore Standardd /9/: DET NORSKE VERITAS, Offshore Standardd DNV-OS-E303, Offshore Mooring Fibre Ropes, October /10/: DET NORSKE VERITAS, Offshore Standardd DNV-OS-E304, 2010 Offshore Mooring Steel Wire Ropes, Octoberr /11/: DET NORSKE VERITAS, Recommended Practice DNV-RP-C103, Column Stabilised Units, April 2012 /12/: Feasibility Study crossing of Sognefjorden, Risk assessment part I frequency f analysis floating bridge, Rambølll

82 dato/date av/rev by Side/Pagee TEGNINGER

83

84

85

86

87

88

89

90

91

92

93

94

95

96

97