Arbeider foran stuff og stabilitetssikring i vegtunneler (foreløpig utgave)

Arbeider foran stuff og stabilitetssikring i vegtunneler (foreløpig utgave) RAPPORTA P P O R T Teknologiavdelingenk n o l o g i a v d e l i n g e n Nr. 2538 Tunnel- og betongseksjonen Dato: 2008-12-01

TEKNOLOGIRAPPORT nr. 2538 Tittel Vegdirektoratet Teknologiavdelingen Arbeider foran stuff og stabilitetssikring i vegtunneler (foreløpig utgave) Postadr.: Telefon: Postboks 8142 Dep 0033 Oslo (+47 915) 02030 Utarbeidet av Knut Borge Pedersen, Reidar Kompen og Alf Kveen www.vegvesen.no Dato: 2008-12-01 Saksbehandler Mona Lindstrøm Kontrollert av Kjersti K. Dunham Prosjektnr: Antall sider og vedlegg: 44/2 Sammendrag Rapporten gir utfyllende beskrivelse av metoder og utførelse av permanent stabilitetssikring i tunneler ut fra krav i håndbok 021 Vegtunneler (høringsutgave 2008), med vekt på sikring i dårlig bergmasse. Bergmassen klassifiseres etter Q-systemet i bergmasseklasser A - G. Det introduseres sikringsklasser I - V knyttet til bergmasseklassene. Metoder og utførelse for bergsikring er i rapporten konsentrert om bergmasseklasse D, E og F (definert i Q-systemet som dårlig til ekstremt dårlig bergmasse) og tilhørende sikringsklasse III og IV. Denne type bergmasse forekommer som regel i soner over korte strekninger i en tunnel, men disse sonene kan få stor betydning for sikkerhet, langtidsstabilitet og økonomi. Rapporten gir en generell beskrivelse av forundersøkelser og bergmasseklassifisering, deretter definisjon av sikringsklassene og beskrivelse av utførelse av sikring og forsterkning av svakhetssoner. Sikring (forsterkning) utføres med forbolting, radielle bolter og armerte sprøytebetongbuer, eventuelt betongutstøping i sikringsklasse III og IV. Denne rapporten, datert 01.12.08, er en første utgave av Teknologirapport nr. 2538. Endelig utgave vil foreligge i 2009 etter en evaluering hos Statens vegvesen og bransjen for øvrig. Summary Emneord: Tunnel, stabilitetssikring

ARBEIDER FORAN STUFF OG STABILITETSSIKRING I VEGTUNNELER K.B. Pedersen, R. Kompen og A. Kveen (2008) Foreløpig utgave Vegdirektoratet 1

FORORD Denne rapporten omhandler permanent sikring i vegtunneler, spesielt ved driving av tunneler i dårlig berg og gjennom svakhetssoner. En arbeidsgruppe i Statens vegvesen har i 2008 utarbeidet et notat med forslag til sikringsstrategi for vegtunneler. På bakgrunn av notatet er nye og mer utfyllende krav innarbeidet i håndbok 021 Vegtunneler. Rapporten gir veiledende informasjon til håndbok 021 kapittel 7 Arbeider foran stuff, stabilitetssikring og vann- og frostsikring, med detaljer og konkrete angivelser av hvordan permanentsikringen skal utformes og utføres. Arbeidsgruppen besto av: Jan Eirik Henning, Vegdirektoratet UTB Alf Kveen, Vegdirektoratet TEK Knut Borge Pedersen, Vegdirektoratet TEK Erik Norstrøm, Vegdirektoratet TRAF Amund Bruland, NTNU Jon Ove Bjørge, Region vest Audun Langelid, Region sør Kapitlene om dimensjonering og utførelse av sprøytebetongbuer er skrevet av Reidar Kompen, Vegdirektoratet, TEK. Rapporten er satt sammen og redigert av Mona Lindstrøm, Vegdirektoratet, TEK. 2 Vegdirektoratet

SAMMENDRAG Rapporten gir utfyllende beskrivelse av metoder og utførelse av permanent stabilitetssikring i tunneler ut fra krav i håndbok 021 Vegtunneler (høringsutgave 2008), med vekt på sikring i dårlig bergmasse. Bergmassen klassifiseres etter Q-systemet i bergmasseklasser A G. Det introduseres sikringsklasser I V knyttet til bergmasseklassene. Metoder og utførelse for bergsikring er i rapporten konsentrert om bergmasseklasse D, E og F (definert i Q-systemet som dårlig til ekstremt dårlig bergmasse) og tilhørende sikringsklasse III og IV. Denne type bergmasse forekommer som regel i soner over korte strekninger i en tunnel, men disse sonene kan få stor betydning for sikkerhet, langtidsstabilitet og økonomi. Rapporten gir en generell beskrivelse av forundersøkelser og bergmasseklassifisering, deretter definisjon av sikringsklassene og beskrivelse av utførelse av sikring og forsterkning av svakhetssoner. Sikring (forsterkning) utføres med forbolting, radielle bolter og armerte sprøytebetongbuer, eventuelt betongutstøping i sikringsklasse III og IV. Denne rapporten, datert 01.12.08, er en første utgave av Teknologirapport nr. 2538. Endelig utgave vil foreligge i 2009 etter en evaluering hos Statens vegvesen og bransjen for øvrig. Vegdirektoratet 3

1 INNLEDNING 5 2 GEOLOGISKE UNDERSØKELSER 6 2.1 Forundersøkelser 2.2 Kartlegging og registrering i tunnel 2.3 Bergmasseklassifisering 3 STABILITETSSIKRING OG SIKRINGSKLASSER 9 3.1 Grunnlag for bestemmelse av permanent sikring 3.2 Sikringsmetoder 4 BELASTNINGSSITUASJONEN FOR EN BERGFORSTERKNING 12 4.1 Samvirkekonstruksjoner 4.2 Belastning 4.3 Lastens tidsavhengighet 5 DRIVING OG SIKRING AV TUNNELER FRAM MOT OG GJENNOM SVAKHETSSONER 14 5.1 Svakhetssoner 5.2 Forinjeksjon 5.3 Hovedprinsipper ved forbolting 5.4 Sprengning 5.5 Spesielle sikringsmetoder og dimensjonering 6 SIKRING MED SPRØYTEBETONG SOM OVERFLATEFORSTERKNING OG BÆREVIRKNING FOR SPRØYTEBETONGBUER 25 6.1 Sikringsvirkninger for sprøytebetong 6.2 Bærevirkning tvers på tunnelaksen 6.3 Bærevirkning langs tunnelaksen, mellom buene 6.4 Beslektede konstruksjonstyper 6.5 Betong som forsterkningsmateriale 7 UTFORMING OG UTFØRELSE AV SPRØYTEBETONGBUER 29 8 PRAKTISK GJENNOMFØRING AV BERGSIKRING 31 8.1 Dimensjoner og dimensjonering 8.2 Trinn 1 - før start av driving 8.3 Trinn 2 - forberedelser for neste salve 8.4 Trinn 3 - sikring etter utsprengning 8.5 Trinn 4 valg og utførelse av sprøytebetongbue 9 RESULTERENDE PERMANENTSIKRING 39 REFERANSER 44 Vedlegg A Sprengningsopplegg i forhold til tunnelprofil og sikringsklasser 45 4 Vegdirektoratet

1 Innledning Det norske konseptet for tunnelbygging baseres på at berget skal brukes som selvstendig byggemateriale. Berget stabilitetssikres med sikringsmidler av forskjellige typer avhengig av geologiske forhold. Hovedtyper av sikringsmidler er i dag bolter, fiberarmert sprøytebetong, armerte sprøytebetongbuer og betongutstøping. Krav gjeldende driving og sikring er gitt i håndbok 021 Vegtunneler (2009). I denne rapporten gis forslag til metodikk og utfyllende kriterier og anbefalinger om hvilke løsninger og sikringsnivå som bør velges, ut fra ulike geologiske utfordringer. Dette innebærer en viss skjerping og standardisering av permanent sikringsnivå i forhold til tidligere praksis. Tunnelbygging skal tilpasses berget og svakhetssonenes forventede beskaffenhet og skal sikre en riktig sammenheng mellom bergsikring, langtidsstabilitet, trafikksikkerhet og økonomi. Ut fra en bergmasseklassifisering basert på Q-systemet angis bergmasseklasser. Det introduseres tilhørende sikringsklasser, med beskrivelse av sikringsmetoder i de ulike klassene. Permanentsikringen utføres dels som bergmasseforsterkning og dels som oppstøtting av bergmassen der berget er dårlig, eller en kombinasjon av disse metodene. Omstendigheter sikringen utføres under Primærtilfellet: På bakgrunn av de geologiske forundersøkelsene er soner med dårlig bergmassekvalitet kjent. Driving og arbeidssikring vil da være integrerte arbeidsoperasjoner. Arbeidssikringen utføres slik at den kan inngå som en del av permanentsikringen. Sekundærtilfellet: Beslutning om tyngre permanentsikring kan bli truffet etter driving og arbeidssikring. Permanentsikringen skal da utformes og utføres etter de samme prinsippene som i primærtilfellet, hovedforskjellen vil være at sikringsoperasjonene ikke vil være koordinert med drivingen. Plass for sikringen Før salveboring må det gjøres en vurdering av hvor mye ekstra sprengningsprofilet eventuelt skal utvides for å gi plass til den antatt nødvendige sikringen. Strossing eller fjerning av arbeidssikringen for å kunne utføre permanentsikringen er situasjoner som bør unngås. Sprøytebetongbuer eller betongutstøping Sprøytebetongbuer og betongutstøping kan i de fleste tilfeller regnes som stabilitetsmessig likeverdige i svært dårlig til eksepsjonelt dårlig bergmasse (bergmasseklasse E/F) der det er lite vann tilstede. Avhengig av lengden av partiet med meget dårlig bergmasse, utfall og tap av profil under drivingen samt andre forhold, for eksempel større deformasjoner, kan det være nødvendig og økonomisk fordelaktig å utføre permanentsikringen med betongutstøping. Der vannlekkasjer kan skape problemer utføres vannsikringen med membran bak betongstøpen. Vegdirektoratet 5

2 Geologiske undersøkelser 2.1 Forundersøkelser Geologiske forundersøkelser skal gi grunnlag for å avklare gjennomførbarhet, sikkerhet og kostnader forbundet med et tunnelprosjekt. Undersøkelsene skal gjennomføres i samsvar med de forutsetningene som er beskrevet i håndbok 021 Vegtunneler. For best mulig å avdekke og karakterisere bergets materialtekniske egenskaper, svakhetssoner og forløp av svakhetssoner anbefales at geofysiske undersøkelser benyttes, da det er en sammenheng mellom målt geofysisk hastighet og bergmassens egenskaper. Kartleggingen skal inneholde en generell geologisk kartlegging hvor bergart, strukturer, sprekkegeometri, svakhetssoners orientering og bredde og eventuell leire klassifiseres. Spenningsforhold og vannlekkasjer vurderes. Krav til omfang i de ulike fasene er gitt i håndbok 021 Vegtunneler. Geologiske undersøkelser, utførelse og metoder er beskrevet nærmere i håndbok 019 Geologi i vegbygging (under utarbeidelse), basert på Publikasjon nr. 101 Riktig omfang av forundersøkelser for berganlegg (Palmstrøm et al. 2003), Publikasjon nr. 102 Forundersøkelser (Rønning 2003). 2.2 Kartlegging og registrering under driving Kartlegging og bergmasseklassifisering i tunnel skal utføres før berget dekkes med sprøytebetong (se hb 025, prosess 33.6). Kartleggingen bør bestå i en generell geologisk kartlegging der følgende inngår: bergartsfordeling, strukturer, sprekkegeometri, svakhetssoners orientering, bredde og mineralinnhold. Ved mistanke om svelleleire så må dette undersøkes grundigere med fargetest, svelletest, differentialtermisk analyse eller XRD. Kartlegging under driving skal presenteres på en oversiktlig måte og rapporteres både på papir og i elektronisk form (Novapoint tunnel: Geologi og sikring) sammen med utført sikring og eventuell injeksjon. I tillegg til kartlegging er de vanligste undersøkelsesmetodene sonderboring med MWD-utstyr og kjerneboring fra stuff. Measuring while drilling (MWD) er et tolkningsprogram som bruker tunnelboreriggens salve-, sonder- eller injeksjonsboringer til å dokumentere og tolke oppsprekking, bergartens hardhet og vanninntrengning foran stuff. Det er viktig at MWD-utstyret kalibreres for den enkelte rigg, slik at alle de aktuelle bergmassekvaliteter er med. Dette kan for enklest gjøres sammen med kjerneboringen der bergmassekvalitetene er representert. Resultatene skal kunne bli presentert i 3D umiddelbart etter boring og gi et godt bilde av forholdene foran stuff for å finne svakhetssoner (se eksempel i figur 5.6). Det anbefales at utstyret brukes kontinuerlig, men skal senest være på riggen fra bergmasseklasse D / sikringsklasse III i tabell 3.1. Sonderboring med MWD kombinert med kjerneboring og forundersøkelser vil redusere risikoen for ras på stuff og være et godt hjelpemiddel til å sikre tunneldrivingen, se kapittel 5. 2.3 Bergmasseklassifisering Bergmasseklassifikasjonssystemer er nyttige verktøy i ingeniørgeologiske undersøkelser. Systemene kan aldri erstatte grundige geologiske analyser ute i terrenget og inne på laboratoriet. 6 Vegdirektoratet

Det finnes flere klassifikasjonssystemer for å bestemme stabilitet i bergmassen omkring et bergrom. Q-systemet er valgt her, det er utviklet i Norge basert på erfaringsdata fra tidligere underjordsanlegg, og er det mest brukte bergmasseklassifikasjonssystemet for bruk i bergtunneler. Q-verdien bestemmes på grunnlag av ingeniørgeologisk kartlegging og undersøkelse av kjerneprøver, i noen grad også fra geofysiske målinger. Q-systemets sikringsdiagram må ikke brukes ukritisk ved vurdering av geometriske forhold som har betydning for stabilitet, som sprekkeretninger. I tillegg må det gjøres vurderinger med hensyn til boltetyper og plassering av boltene, for eksempel ved spredt bolting. Inngangsparametrene i Q-systemet er viktig for vurdering av tunnelens stabilitet, og kartlegging etter systemet vil i alle tilfeller gi en god dokumentasjon av bergforholdene. Ved hjelp av Q-systemet klassifiseres bergmassen i bergmasseklasser. Sikringsklasser og tilhørende stabilitetssikring knyttet til bergmasseklassene er gitt i kapittel 3. Q-systemets parametere Q-verdien representerer et bergmassekvalitetstall. Q-verdien varieres logaritmisk på en skala fra 0,001 til maks. 1 000 og er definert i følgende ligning: Q = RQD/J n x J r /J a x J w /SRF RQD oppsprekking av bergmasse, borkjerne J n Antall sprekkesett J r Sprekkeruhet J a Sprekkeomvandling J w Sprekkevanntrykk SRF Spenningsreduksjonsfaktor De tre hovedfaktorene i formelen kan også brukes for å beskrive bergmassens viktigste egenskaper i forhold til stabilitet og sikring: RQD/J n = blokkstørrelse, oppsprekkingsgrad J r /J a = skjærfasthet på sprekkeflater J w /SRF = aktiv bergspenning. RQD basert på borkjerner angir samlet lengde kjernebiter med lengde over 10 cm mellom naturlige sprekker, i prosent av kjernelengden (1 m). Der borekjerner ikke foreligger kan RQD beregnes ut fra følgende: RQD = 115 3,3 J v, der J v er antall sprekker pr. m 3 (Palmstrøm 1975). For detaljert beskrivelse av bruk av Q-systemet og definisjoner av de enkelte parameterne, se for eksempel NGI (1997), Barton (2007). Bruk av Q-systemet krever opplæring og erfaring. Noen momenter ved bruk av Q-metoden En Q-verdi kartlagt på overflaten og en Q-verdi kartlagt nede i tunnelen i samme bergart vil bli forskjellig. Grunnen er at Q-systemet ikke tar høyde for de skader sprengningsarbeider påfører berget. Kvaliteten på sprengningsarbeidene vil derfor ha stor betydning for sikringsomfanget i en tunnel. Forinjeksjon med sement vil kunne forbedre enkelte av bergmasseparameterne knyttet til Q-verdien (Barton 2003). Visse bergarter har mikrosprekker som bare kan oppdages i tynnslip under mikroskop eller ved bruk av punktlasttester, og som vil påvirke stabiliteten av bergmassen. Dette gjelder bl.a. charnockitt og sparagmitt. Vegdirektoratet 7

Andre klassifikasjonssystemer Q-, RMR- og RMi-systemene er relativt like. De bygger på parametre som angir blokkstørrelse og sprekkekarakter og har med diagrammer for vurdering av sikringsbehov. Det finnes enkle ligninger som viser relasjoner mellom Q-, RMR- og RMi-metodene, men svarene er ikke alltid entydige. Det sikreste er å benytte inngangsparametrene for hver av metodene. Sikringsdiagrammene fungerer mindre bra for spesielt dårlig bergmasse (f.eks. Q < 0,1). I likhet med Q-systemet krever bruken av de øvrige klassifiseringssystemene opplæring og erfaring. RMR-systemet (Rock Mass Rating) Bieniawski (1989) Tar utgangspunkt i seks parametre som angir bergmassens trykkstyrke, sprekkeretning og sprekkekarakterisering. Systemet er benyttet for tunneler, gruvedrift og skråningsstabilitet. Metoden virker bra for oppsprukne bergarter, men dekker ikke spenninger over 25 MPa (dvs. ikke sprakefjell). Både RMR- og Q-systemene har vært i bruk i ca. 35 år. Parametrene som brukes i de to systemene er nesten de samme, forskjellen ligger først og fremst i vektingen av de ulike parametrene. I RMRsystemet inngår enakset trykkstyrke på intakt berg, mens Q-systemet relaterer styrken til spenningssituasjonen i kompetent berg. Begge systemene har med bergmassens geologi og geometri, men på litt ulik måte. Se Barton og Bieniawski (2008). RMi (Rock Mass index) Palmstrøm (se www.rockmass.net) Systemet benytter bergmassens trykkstyrke, blokkvolum og sprekkekarakterisering. RMi er egnet for oppsprukket bergmasse samt enkle spenningsrelaterte problemstillinger. Systemet har to diagrammer for estimering av sikring. Erfaringsgrunnlaget fra berganlegg er mindre enn for Q- og RMRsystemene. Analytiske metoder Modelleringer og analyser blir generelt ikke brukt alene til å dimensjonere nødvendig sikring, men blir snarere brukt til å underbygge følgende: Bekrefte hovedlinjene i sikringsopplegget Identifisere viktige bergmekaniske trekk rundt tunnelprofilet Estimere belastningen på tunnelsikringen Anslå deformasjonene rundt tunnelprofilet Det vanligste er at bergmassen modelleres som en kontinuerlig elastisk plastisk modell som følger Mohr-Coulombs bruddkriterie (se kapittel 5.3). Ifølge Barton (1996) kan bergmassen betraktes som en kontinuerlig modell når Q-verdien er mindre enn 0,1 og som massiv bergmasse når sprekkeavstanden er mye større enn tunnelåpningen. I de andre tilfellene bør man ta i bruk såkalt diskontinuerlige modeller (blokkmodeller). Hoek og Browns empiriske bruddkriterium knyttes til geologiske observasjoner og omfatter også meget dårlig bergmasse gjennom en geologisk styrkeindeks (Geological strength index, GSI). Sammenhengen mellom Mohr-Coulomb og Hoek og Brown er testet for stabilitetsanalyser av skråninger og for underjordsanlegg. I den nåværende ligningen ligger datagrunnlag fra flere hundre tunneler og skjæringer. De bergmekaniske verdiene for ulike bergmasser kan beregnes i dataprogrammet RocLab (rocscience.com), se også kapittel 5.3. Analytiske metoder anbefales brukt i tillegg til empiriske (f.eks. Q-systemet) i bergmasse med enakset trykkstyrke < 25 MPa. 8 Vegdirektoratet

3 Stabilitetssikring og sikringsklasser 3.1 Grunnlag for bestemmelse av permanent sikring Metoden for å bestemme nødvendig permanent sikring i tunneler bygger på at bergmassekvalitet og eventuelle svakhetssoner er bestemt på forhånd ved gjennomført kartlegging og forundersøkelser. I tunnelen utføres geologisk kartlegging, før påføring av sprøytebetong, i hele tunnelens lengde som grunnlag for bestemmelse av nødvendig permanent stabilitetssikring og dokumentasjon av geologi og utført sikring. Sammenhengen mellom registrert bergmassekvalitet og sikringsmetoder er vist i tabell 3.1. Kommentarer til tabell 3.1: Det skal ikke benyttes sprøytebetong med mindre tykkelse enn 80 mm Q-verdi i dagen, brukt til planlegging av sikring, kan være forskjellig fra verdier funnet på sprengt flate Seismiske hastigheter (V p ) gitt i tabellen er veiledende. Høye horisontalspenninger kan gi for høye seismiske hastigheter Sprengningsopplegget skal planlegges og tilpasses bergarten Ved driving inn mot svakhetssoner etableres en sikringssone minimum 10 m foran sonen. Her startes sonderboring, kjerneboring, forbolting og eventuell injeksjon For å sikre riktig profil på buene benyttes armeringsstål Ø20 mm i buene, levert forhåndsbøyd parallelt med normalprofilet Sikring av større ustabile partier og ved soner med svelleleire med mektighet > 2 m og svelleleiretrykk > 0,5 MPa må dimensjoneres spesielt, se betongutstøping (kap. 3.2) Sikringsopplegg i bergmasse med store deformasjoner på grunn av sprak, eventuelt tyteberg er ikke tatt med i tabellen og skal dimensjoneres spesielt Som bergslagsikring benyttes sprøytebetong B35 E1000, tykkelse minimum 80 mm og systematisk endeforankrete bolter med trekantplater utenpå betongen. For driving gjennom og sikring av svakhetssoner, se kapittel 5 og 8. Vegdirektoratet 9

Tabell 3.1 Bergmasse klasse A/B Sammenhengen mellom bergmasseklasser (Q-systemet) og sikringsklasser permanent sikring Bergforhold Spennvidde Sikringsklasse salvelengde Permanent sikring Lite oppsprukket bergmasse T5,5 - T14 Sikringsklasse I Midlere sprekkeavstand > 1m Salvelengde 5 m - Spredt bolting (RQD > 80) - Sprøytebetong B35 E500. V p > 4500 m/s Behov for sprøytebetong vurderes. Q = 10-100 * C 1 C 2 D E/F G Bergslag kan forekomme Moderat oppsprukket bergmasse Midlere sprekkeavstand 0,3-1 m (RQD 50-80) V p > 4000 m/s Q = 4-10 * Moderat oppsprukket bergmasse Midlere sprekkeavstand 0,3-1 m (RQD 50-80) V p > 4000 m/s Q = 4-10 * Tett oppsprukket bergmasse eller lagdelt skifrig bergmasse. Midlere sprekkeavstand < 0,3 m (RQD 25-50) V p > 3500 m/s Q = 1-4 Svært dårlig til ekstremt dårlig bergmasse, små bergstykker med grusig masse imellom, ofte med innslag av leire. Store kjernetap ved kjerneboring. (RQD < 25) 2500 < V p < 3500 m/s Q = 0,01-1 Ved svelleleire skal dette tas hensyn til i sikringsopplegget. Eksepsjonelt dårlig bergmasse, stort sett løsmasse. (RQD ~ 0) V p < 2500 m/s. Q < 0,01 T5,5 - T8,5 Salvelengde 5 m T9,5 - T14 Salvelengde 5 m Salvelengde 5 m. Salvelengde 2,5 m vurderes for profil > T9,5 Salvelengde 2,5 m. For T > 9,5 vurderes deling av profilet Spesielle drivemetoder. For T > 8,5 vurderes deling av profilet * Q-verdiene er gitt for UCS = 100 MPa (se Barton 2007, kap. 5) Sikringsklasse II-1 - Systematisk bolting - Sprøytebetong B35 E500 Sikringsklasse II-2 - Sprøytebetong B35 E700 - Systematisk bolting (c/c 2 m) endeforankret, forspente. Sikringsklasse III - Sprøytebetong B 35 E 1000, min. tykkelse 100 mm. - Systematisk bolting (c/c 1,5 m), endeforankrede som gyses i ettertid. - Ved profil > T9,5 er armerte sprøytebetongbuer aktuelt (se kl. IV). Sikringsklasse IV - Tett forbolting maks. c/c 300 mm ved Q < 0,2 - Bergsikring med sprøytebetong B35 E 1000, min. tykkelse 100-200 mm. - Systematisk bolting c/c maks 1,5-2 m -Avjevning med B35 uten fiber til riktig profil der buene settes. - Armerte buer min. ø20 mm, systematisk bolting lengde 3-4 m - Buedimensjon D45/6+6 c/c 2,5 m eller D30/6+4 c/c 1,5 m. - Buene fundamenteres på fast berg: bolteforankres ved sålen (ø20-32 mm og 4-6 m) eller sikres med sålestøp. Sålen vurderes utstøpt med armering. Sikringsklasse V - Driving og permanent sikring dimensjoneres spesielt. 10 Vegdirektoratet

3.2 Sikringsmetoder I det følgende gis en kortfattet oversikt over de vanligste sikringsmetodene i vegtunneler. Krav til utførelse av armerte sprøytebetongbuer er gitt i kapittel 7 og 8. Rensk Se håndbok 025 Prosesskode 1, prosess 33.1. Bolter Bolter til permanent sikring i sikringsklasse IV og V bør være innstøpte. For boltetyper og utførelse av bolting henvises til håndbok 025 Prosesskode 1, prosess 33.2 og håndbok 215 Fjellbolting. Sprøytebetong Stabilitets-/bergsikringen kan ivaretas i de fleste tilfeller med bruk av sprøytebetong eventuelt kombinert med forbolting og/eller armerte sprøytebetongbuer for alle sikringsklasser, bortsett fra i enkelte områder definert under betongutstøping. Ut fra en levetidsbetraktning skal det ikke benyttes sprøytebetong med mindre tykkelse enn 80 mm og god kontroll med akseleratortilsetningen. Det sprøytes på vegg ned til minimum 2 m over såle, av hensyn til arbeidssikkerhet. Dette må beskrives i spesiell beskrivelse, kfr. hb 025, prosess 33.4. Sprøytebetongbuer Erfaringene sier at sprøytebetong kombinert med armerte forankrete buer med eller uten forbolting gir stabile konstruksjoner som permanent stabilitetssikring i tunnel. Se kapittel 6 8. Betongutstøpning Betongutstøping utføres på og bak stuff og benyttes som permanent sikring ved større ustabile partier og ved soner med svelleleire. Der det er fare for stor eller skjev trykkbelastning utføres sålestøp som en del av betongutstøpingen. Behov for armering/forankring skal vurderes i hvert enkelt tilfelle. Armering/ forankring kan være nødvendig ved fare for sidetrykk eller flate partier i hengen. Betongutstøping utføres ved: Tunneler med svelleleiresoner med svelletrykk > 0,5 MPa, funnet ved ødometertest. Gjelder for svelleleiresoner over 2 meters mektighet og som følger tunnelen mer enn 2 m. Soner med vinkel til tunnelaksen sikres i hele sin lengde og støpen bør ha forankring minimum 2,5 m på hver side av sonen i tunnelretningen. Lange partier mer enn 10 m, der overdekningen er mindre enn 3 meter. Overdekning og lengde vurderes også i forhold til tunnelprofil. Tap av profil Vegdirektoratet 11

4 BELASTNINGSSITUASJONEN FOR EN BERGFORSTERKNING 4.1 Samvirkekonstruksjoner Uansett bergmassekvalitet ønsker en å utnytte bergets evne som bærende element. Sikringen skal forsterke bergmassen eller supplere den som bæreelement, slik at berget i samvirke med forsterkningen gir den nødvendige bærekapasitet og permanent stabilitet. 4.2 Belastning Belastningen på forsterkningen kan estimeres ut fra overlagringstrykket, dvs. spenningen som tilsvarer vekten av massene (berg, løsmasser, vann og eventuelle bygninger) som ligger over tunnelen. Den gravitative horisontalspenningen kan, når tunnelen ikke ligger meget dypt, estimeres ut fra vertikalspenningen og Poissons forholdstall. størrelsen/vekten av en mulig rasmasse, kfr. kap 5. En vanlig sikringssituasjon er brede, leirfylte slepper med bedre bergkvalitet på begge sider. Lasten vil kunne estimeres som vekten av potensielt nedrast masse fra nærmeste område i sleppen. tektoniske spenninger og tyteberg svelleleire. Lastfordelingen i bergmassen etter sprengning av en tunnel kan imidlertid avvike betydelig fra teoretiske gjennomsnittsverdier. Belastningen på en forsterkning kan variere betydelig i retning og størrelse. Bergpartier med stor stivhet vil oppta langt større belastning enn mer deformerbare bergpartier. Det vil si at dårlig bergmasse (lav E-modul) vil overføre en vesentlig andel av sine belastninger til nærliggende bergmasse med større stivhet (E-modul) når den deformeres. 4.3 Lastens tidsavhengighet I dårlig bergmasse kan det forventes deformasjoner som følge av tunneldrivingen. Deformasjonene regnes å starte ca. ½ tunneldiameter foran stuffen, noe som kan bidra til å gjøre stuffen ustabil. Det meste av deformasjonene regnes i de fleste tilfellene å være unnagjort ca. 2 tunneldiametre bak stuffen. I spesielle tilfeller kan deformasjonene fortsette mange måneder etter at tunnelen er drevet. Sikringstiltakene for tunnelen bør, i den grad det er mulig, ta hensyn til størrelse og forløp av bergmassens deformasjoner. Den mest optimale forsterkningen bør ha en slik deformasjonskarakteristikk at den stanser deformasjonen ved en akseptabel deformasjon, og et lastnivå som er vesentlig lavere enn lasten ved null (eller liten) deformasjon. Fleksible/deformerbare sikringskonstruksjoner vil kunne la deformasjoner skje uten at konstruksjonene opptar store krefter. Stive konstruksjoner installert før deformasjonene har skjedd vil trekke på seg store laster. Det er imidlertid nær sammenheng mellom styrke og stivhet for en konstruksjon. Det er derfor gunstig om sikringen bygges opp suksessivt i takt med deformasjonsutviklingen der bergmassen gir deformasjoner, ved å starte med en lett deformerbar sikring som trekker på seg relativt små laster og supplere denne (ev. i flere trinn) fram til en stiv permanent sikring med stor styrke. 12 Vegdirektoratet

Figur 4.1 Teoretisk last/deformasjonskurve for berg og bergforsterkning (fra hb 215). Vegdirektoratet 13

5 Driving og sikring av tunneler fram mot og gjennom svakhetssoner 5.1 Svakhetssoner De vanskeligste svakhetssonene regnes vanligvis å ligge i områder med refraksjonsseismisk hastighet V p < 3500 m/s (bergklasse E/F og D ved profil > T9,5). Disse kan være rene sprekkesoner eller forkastningssoner. Forkastningssoner har som regel hatt bevegelser i ulike plan og ofte er de reaktivert flere ganger gjennom de geologiske periodene. Sonene kan derfor ha store variasjoner i bergartssammensetning, tekstur og bergmekaniske faktorer som virker inn på stabiliteten. Driveproblemene blir enda større der det i tillegg forekommer store vanninnbrudd. Erfaringer har vist at de største lekkasjene kommer på hengsiden av sonen (se eksempel i figur 5.1). Figur 5.1 Skisse av problemsone som krysser tunnelen, eksempel fra Vardøtunnelen. Det vanlige er å dele svakhetssonene inn i to hovedgrupper, rene strekkbruddsoner og knusningssoner med ulik grad av fragmentering og leirinnhold. Strekkbruddsonene er ofte de enkleste å sikre, mens de leirrike og komplekse med omdannet sideberg er vanskeligst. En best mulig klassifisering av svakhetssonene som skal krysses er derfor av stor betydning for teknisk gjennomførbarhet og ikke minst økonomi (figur 5.2). Etter at typen av svakhetssone er kartlagt må den bergmasseklassifiseres. Klassifiseringen vil gi svar på hvilke drive- og sikringsmetoder som er aktuelle. 14 Vegdirektoratet

Figur 5.2 Eksempler på ulike svakhetssoner (etter R. Selmer-Olsen) Lavhastighetssonene som er lokalisert i grunnfjellsbergarter (prekambriske) er ofte infisert med svelleleire. Den mest problematiske av disse leirene er Na-montmorillonitt som teoretisk kan generere svelletrykk på opptil 5 MPa (målt på preparerte prøver i ødometer). Omfanget av disse sonene (sonebredde) og med hvilket strøk og fall de krysser tunnelaksen er avgjørende for hvor tung sikring som må installeres. Kjerneboring fra overflaten i prosjekteringsfasen vil gi verdifull informasjon om oppsprekningsgraden (RQD-tallet) og hvilken type mineraler sonen inneholder. Vanntapsmålinger kan utføres sammen med kjerneboringen. For å få en god oversikt er det viktig at dataene sammenstilles i det ingeniørgeologiske kartgrunnlaget, se eksempel i figur 5.3 (kfr. Palmstrøm et al. 2003). Når det gjelder svelleleire har tidligere erfaringer vist at uarmerte utstøpninger og sprøytebetong er påført skade ved svelletrykk over 0,2 MPa målt på preparerte prøver i ødometer (Rokoengen 1973). I Terzaghis dimensjoneringsmanual er det lagt inn en øvre belastning på 2 MPa ved aktive svellende mineraler. I tunnelen regner en vanligvis at ca 30 % av det svelletrykk som måles i ødometer belaster bergsikringen. Et svelletrykk på 0,5 MPa (målt i ødometer) vil da belaste bergsikringen med ca 0,2 MPa. Bruddsoner som sikres med forbolter, armerte sprøytebetongbuer og systematisk bolting tåler betydelig større belastninger før skade oppstår. Ved driving av tunneler mot lavhastighetssoner (tilsvarende bergmasseklasse D eller dårligere) bores sonderingshull foran stuff (se kap. 2.2). Sonderboringene utføres vanligvis med to salvelengder overlapp, se figur 5.4. Både slagsonder- og kjerneborehull bør måles inn. Eksempler på MWD-data fra boringer er vist i figur 5.5 og 5.6. Kjerneborhullet skal bores i tunnelhengen (taket) slik at bergmassekvaliteten i detalj kan kartlegges langs strengen (f.eks. Q-verdi). Det tas prøve av eventuell leire som undersøkes med XRD (røntgenundersøkelse) for å fastsette mineralinnholdet. Vegdirektoratet 15

Figur 5.3 Eksempel på sammenstilling av seismikk og kjerneboring. Kombinasjon av refraksjonsseismikk og kjerneboringer gir god informasjon om bergforholdene forutsatt at fornuftig registrering og behandling av fremkomne data utføres. I figuren er svakhetssonen først påvist ved seismikk og senere bekreftet ved kjerneboring som samtidig kan gi informasjon om sonens fall. I tillegg har undersøkelsene gitt opplysninger om bergmassene på sidene av sonen (fra NBG, 1985). * Eksempel Driving av undersjøisk tunnel: Det utføres systematisk sonderboring. Sonderboringen med MWDtolkning viser en lavhastighetssone (V p < 3500 m/s). I dette tilfellet skal det foretas kjerneboring for å detaljkartlegge sonen, med en sikkerhetssone foran stuff på 10 m. For profil T > 9,5 bores i tillegg minimum 6 sonderingshull, for eksempel 24 m lange, fordelt med 3 hull i hengen og de andre nedover i profilet. * Figur 5.4 Prinsippskisse for sonderboring og kjerneboring. 16 Vegdirektoratet

Figur 5.5 Eksempel på MWD-data (measuring while drilling) fra et sonderhull, som viser relativ oppsprekking av bergmassen langs hullet. Systemet er utviklet i oljeindustrien (Schlumberger 1980). Figur 5.6 MWD-log i programmet Tunnel Manager (Linden 2005). Hver av stripene representerer data fra hvert enkelt borhull boret fra stuff med fargekoder som i dette tilfellet viser relativ oppsprekking Vegdirektoratet 17

5.2 Forinjeksjon Forinjeksjon utføres der det opptrer mye vannlekkasjer. Begrepet mye vannlekkasje er avhengig av tunnelanleggets omgivelser og gitte grenseverdier (se Klüver og Kveen 2004: Publikasjon nr 104). I en forkastningssone kan lekkasjene på stuff komme opp i flere 100 liter pr. minutt. Ved forinjeksjon er følgende parametere viktige: injeksjonstrykk, vann/sement (v/c) -forhold og skjermgeometri. I dag er det vanlig å bruke høytrykks forinjeksjon og v/c-forhold mindre enn 1. Teorien bak og utførelsen er beskrevet i Barton (2003), Klüver og Kveen (2004). Antall hull i skjermen avhenger av hvilket tetthetskrav som skal tilfredsstilles. For et T9,5 profil er det vanlig med 35-60 hull. Skjermlengden bør ikke være lengre enn 20 m når kravet er strengt og bergmassen tungt injiserbar, for eksempel et lekkasjekrav på < 5 liter/minutt/ 100 m tunnel. Erfaringer fra ulike anlegg har vist at det medgår fra 1 til 5 liter injeksjonsmasse (sementbasert) pr. kubikkmeter bergmasse der lekkasjekravet er strengt. Dette gjelder tunneler med tverrsnitt fra 65-95 m 2. Det er vanlig å starte med mange hull i skjermen og tilpasse hullmengden etter de resultater som oppnås (se eksempel i figur 5.7). Systematisk forinjeksjon vil også øke kohesjonen på sprekkene slik at bergmassens skjærfasthet øker. Figur 5.7 Eksempel på injeksjonsskjerm med forskjellig stikning avhengig av problemet som ligger foran (fra Klüver og Kveen 2004). * Eksempel Undersjøisk tunnel som ligger 50 m under sjøbunnen med 160 m vannsøyle over. Med vertikalbelastningen som største hovedspenning gir dette teoretisk en største hovedspenning, σ 1 ~ 3,5 MPa (bergmassens romvekt γ = 26 kn/m 3 ). For at injeksjonsmassen skal trenge inn i flest mulig av sprekkene bør injeksjonstrykket opp 2-2,5 ganger hovedspenningen. Gjennom den første meteren rundt injeksjonshullet er trykktapet 40 80 % (Barton og Quadros 2003). I dette tilfellet blir injeksjonstrykket P t ~ 70-90 bar (høytrykksinjeksjon). Ved slike høye trykk må en bruke stabile injeksjonsmørtler for å hindre at vannet presses ut av suspensjonen. * 18 Vegdirektoratet

Figur 5.8 Sammenheng mellom sprekkeåpning (E) og kornstørrelse, eksempel på kilde til trykktap (Barton og Quadros 2003). Høye injeksjonstrykk krever spesielle rutiner med hensyn til krav til utstyret, plassering av pakkere og HMS (se NFF Teknisk rapport nr. 8). Ved høytrykksinjeksjon skal det settes stoppkriterier for hvor mye masse som skal injiseres i skjermen. Ved profil T9,5 kan kriteriet være for eksempel 500-1200 kg pr. meter injisert tunnel. Det er viktig å være klar over at årsaken til skadelig utbredt hydraulisk splitting eller jekking av berg mot dagen eller inn i annet bergrom, er at injeksjonsmassen er for tynn (høyt v/c-forhold) i forhold til injeksjonstrykket. Med lavt v/c-forhold vil trykket avta så mye ut fra hullet at man kun splitter opp sprekkeflater nær injeksjonshullet. Det er også viktig å ha kunnskap om hvor mye injeksjonsmasse som skal til for å fylle et hull. For eksempel for et hull med diameter 51 mm og et v/c-forhold på 0,75: et slikt hull vil romme ca 3,7 kg injeksjonsmasse pr. m eller 2,1 kg sement pr. m. Ved forinjeksjon i tunneler på land i urbane strøk med liten overdekning, for eksempel 50 m bør det på forhånd settes ned piezometere (2-3 m ned i berget) eller grunnvannsrør slik at en kan følge med grunnvannsnivået og eventuelt utgående masse mellom berg og løsmasse. Injeksjonstrykk og mengde pr. hull kan da styres etter fortløpende registreringer av poretrykket. I dårlig bergmasse (for eksempel bergklasse E/F) er det ofte problemer med å få inn pakkerne i injeksjonshullene. En metode er da å bore inn stålrør (4-5 m lange) på samme måte som odexboring og støpe fast disse. Pakkerne plasseres innerst i røret. I slike tilfeller er det en fordel å bruke dobbeltpakkere eller lange hydrauliske pakkere. Injeksjonsprosedyren foregår som vanlig fra sålen og systematisk oppover i profilet. Ved store lekkasjer bør man ikke bore opp for mange hull i skjermen samtidig, men ta en eller to raster om gangen. Sluttrykk og medgått mengde pr. hull registreres samt hvorledes injeksjonsmassen har fordelt seg oppover i skjermen, hvor fant det sted mest utganger etc. Ved systematisk forinjeksjon er det viktig å ha 6-8 m overlapp mellom skjermene (se eksempel i figur 5.9). Vegdirektoratet 19

Figur 5.9 Eksempel på injeksjon og sikring i bergklasse E/F. Injeksjonstrykk ca 2 ganger totalspenningen i tunnelnivå. Der man har problemer med å få inn pakkerne støpes det inn to-tommers stålrør med lengde 5 m. Det anbefales hydrauliske pakkere som plasseres innerst i rørene. 5.3 Hovedprinsipper ved forbolting I svakhetssoner klassifisert i bergklasse E/F eller G som krysser tunnelen med større bredde enn 2 m vil spenningssituasjonen være elastoplastisk eller rent plastisk. Når tunnelanlegget ikke ligger for dypt ( < 100 m) er det da enklest å betrakte den vertikale og horisontale spenningsituasjonen som noenlunde lik. Dette medfører at en får en plastisk sone rundt tunnelprofilet. Muligheten for vanlig skjærbrudd i den omliggende knuste bergmassen er nå til stede. Hvis det i tillegg er poretrykk i bruddsonen, noe som reduserer skjærfastheten, vil en rassituasjon kunne oppstå. Det vil utvikle seg et bueformet eller et kjegleformet hulrom (arching zone) oppover i bruddsonen (figur 5.10). 20 Vegdirektoratet

Figur 5.10 Forenklet rasmodell med teoretisk raskjegle (etter K. Terzaghi) Figur 5.11 Forenklet diagram for å anslå høyden på raskjegla (etter K. Terzaghi). For tunneler med overdekning større enn ca. 100 m kan h o /H ~ 0,2 brukes (dvs. 20 m raskjegle) Vegdirektoratet 21

Tunneldriving gjennom soner klassifisert i bergklasse E/F og G vil medføre betydelige deformasjoner bak stuff hvis ikke bergmassen foran stuff forsterkes/ forboltes (prearmering). Omfanget vil avhenge av tunneldiameteren. Der det er utført systematisk forinjeksjon for å unngå for store lekkasjer er samtidig bergmassen forsterket, det vil si at kohesjonen på sprekkene har økt. For å redusere normalspenningen i hengen (tunneltaket) må forbolter installeres. Dette muliggjør en spenningsreduksjon som tilnærmet tilsvarer vekten av massen i raskjeglen uten forbolter (prearmering). Figur 5.12 Spenningstilstand ved stuffen. Reduksjon av σ 1 ved forbolting, Δσ 1 * Eksempel En tunnel med diameter 10 m som ligger på 50 m dyp og skal krysse en leirrik skifrig sone med Q-verdi ~ 0,1 (bergklasse E/F). Største hovedspenning vil her være σ 1 = 1,4 MPa (27 kn/m 3 x 50 m ~ 1,4 MPa). Ved analyse av bergmassen i dataprogrammet RocLab (www.rocscience.com) gis den globale styrken σ cm ~ 0,7 MPa, mens bergmassens friksjonsvinkel er φ ~ 27 (figur 5.13). Figur 5.13 Analyse av bergmassens styrke ved bruk av RocLab. 22 Vegdirektoratet

Q = 0,1 tilsvarer en GSI (geologisk styrkeindeks) på ca 20. Forholdet mellom bergmassens belastning på tunnelen og dens globale styrke blir σ cm / p = 0,5. Dette er for lavt og gir en ustabil tunnel. Erfaringer fra ulike anlegg rundt i verden tilsier en stabil tunnel når forholdet σ cm / p > 0,7 (E. Hoek). Ved å bruke Terzaghis rasdiagram (figur 5.11) finner vi en normalisert rashøyde på ca 20 m (ut fra overdekning 50 m, tunneldiameter 10 m og friksjonsvinkel φ ~ 27 ). Raskjeglens bredde over tunnelen blir anslått til 10 m. Dette betyr at vi må forbolte tunneltaket (hengen) og ned i veggene slik at spenningsnivået reduseres med ca 0,5 MPa (27 kn/m 3 x 20 m ~ 0,5 MPa) for å unngå en rassituasjon (figur 5.13). Det vanlige er å bruke 6 m lange kamstål til forbolter (B 500 NC, Ø 25 mm) og korte salvelengder på ca 2,5 m. Etter hvert som tunnelstuffen drives framover og nye forbolter installeres vil de armerte og fastboltede sprøytebetongbuene oppta belastningen. Sprøytebetongbuene boltes med 3-4 m lange radielle bolter systematisk rundt profilet med avstand (c/c) 1,5 til 2,5 m. I dette tilfellet hvor det er foretatt forinjeksjon foretrekkes det å bruke 3 m lange bolter for ikke å punktere skjermen. Nødvendig innfestingslengde (L) av disse boltene kan overslagsberegnes ut fra formelen: L = 3 3FB γπ tan ϕ F = sikkerhetsfaktor (normalt 2 3 i dårlig bergmasse) B = belastning i bolten γ = romvekt φ = friksjonsvinkel Innsatt med verdiene i regnestykket ovenfor og med sikkerhet F = 2 vil en nødvendig innfestingslengde bli L = 2 m for en tillatt last på bolten B = 50 kn. For å oppta en belastning på 0,5 MPa trengs kun 10 stk bolter. Litt forenklet kan man derfor si at boltene tar hovedbelastningen, mens de armerte buene fordeler lasten langs tunnelprofilet. Erfaringsmessig passer forbolting med buer og radielle bolter best når bergmassekvaliteten er Q < 0,2. Der det er problemer med å få inn armeringsjernene i forboltingen kan en bruke selvborende bolter. * Tyteberg har vi lite av i Norge, men det forekommer i aktive forkastningssoner. Forbolting, armerte buer og systematisk bolting brukes som sikring på stuff, men ut fra deformasjonsmålinger bør behov for utstøping bak stuff vurderes. Svelleleire med svelletrykk på 0,5 MPa (målt i ødometer) kan belaste bergsikringen med ca 0,2 MPa (se kap. 5.1). Svakhetssoner som sikres med forbolter, armerte sprøytebetongbuer og systematisk bolting vil tåle større belastninger før skade oppstår. Situasjonen bør imidlertid overvåkes med deformasjonsmålinger. Vegdirektoratet 23

5.4 Sprengning Utviklingen de senere år har vært mot hardere sprengning, spesielt i såle og vegg. Dette har igjen ført til et større sikringsbehov, med sprøytebetong og systematisk bolting. Et skånsomt sprengningsopplegg har størst betydning innenfor bergmasseklasse A, B og C (se tabell 3.1). Et forslag til sprengningsopplegg i forhold til tunnelprofil og sikringsklasser, med utgangspunkt i håndbok 025, prosess 32 Sprengning av tunnel, er gitt i vedlegg A. 5.5 Spesielle sikringsmetoder og dimensjonering I bergmasseklasse G som nærmest er løsmasse, brukes i utlandet rørskjermer i kombinasjon med injeksjon (se eksempel i figur 5.14). I stedet for stålbolter installeres da en skjerm av perforerte stålrør med diameter 75-120 mm. Disse rørene kan bores uten boreavvik i 12-15 m lengde. Stålrørene kan injiseres med injeksjonsmasse eller seksjonsvis injeksjon i ulik avstand fra stuffen. Det vanlige er å bruke 40 bar som dimensjonerende utgangstrykk. Forsterkningseffekten ved bruk av denne drivemetoden gjennom dårlig bergmasse er betydelig. Se også NFF håndbok nr. 5 Tung bergsikring i undergrunnsanlegg. Figur 5.14 Eksempel på bruk av stålrør i kombinasjon med stålbuer fra Maikodai-tunnelen i Japan (Saito 1982). 24 Vegdirektoratet

6 SIKRING MED SPRØYTEBETONG SOM OVERFLATEFORSTERKNING OG BÆREVIRKNING FOR SPRØYTEBETONGBUER 6.1 Sikringsvirkninger for sprøytebetong Kamstålarmerte sprøytebetongbuer forankret med bergbolter er en høyaktuell og effektiv sikringsmetode for bergmasseklasse D, E og F. Sikringen kan utføres trinnvis og suksessivt, fra en relativt fleksibel og deformerbar sikring fram til en stiv og robust sikring med stor kapasitet, tilpasset deformasjonsforløpet til bergmassen. Sikringsmetoden har høy grad av fleksibilitet for å tilfredsstille ulike behov og sikringens dimensjoner kan velges innen et bredt spekter. Sprøytebetongbuene kan være enkeltarmerte eller dobbeltarmerte, antall armeringsjern og jerndiameter i hvert lag kan velges, buetykkelse og -bredde samt buenes senteravstand kan velges, boltemønster og boltelengde kan velges. Sprøytebetong benyttes i meget stort omfang som bergsikring, men da med andre virkemåter og ved bergmasse med bedre kvalitet enn der sprøytebetongbuer er aktuelt å anvende. Anvendelsesområder for sprøytebetong kan inndeles i følgende hovedgrupper: 1. Sprøytebetong overflateforsterkning basert på heft mellom sprøytebetong og berg. Sprøytebetongen holder berget sammen ved lim- og kilevirkning. I følge Prosesskode-1 skal slik sprøytebetongsikring ha midlere utført tykkelse på minst 80 mm (min. 50 %, dvs. 40 mm på knøler) av hensyn til langtids bestandighet. Funksjonen av fiberarmering i slik sprøytebetong er først og fremst å utjevne/fordele svinnspenninger slik at heften mot berg beholdes. Energiabsorpsjonsklasse E500 eller E700 spesifiseres vanligvis. 2. Sprøytebetongplate med tykkelse fra 80 mm og oppover, i samvirke med bergbolter i et systematisk mønster. Slik sikring er egnet hvor berget ikke gir heft til sprøytebetong, eller belastningen/ deformasjonene medfører at berg/sprøytebetong må bindes sammen med bergbolter, ofte endeforankrede bergbolter (eksempelvis sprakefjell). Energiabsorpsjonsklasse E700 eller E1000 spesifiseres vanligvis. 3. Sprøytebetongbuer som gir hvelvvirkning. Hvelvvirkningen er viktig, men både selve sprøytebetongbuene og partiet mellom buene vil ha et betydelig bidrag av samvirket med bergboltene. Kamstålarmerte sprøytebetongbuer utføres vanligvis med sprøytebetong uten fiber. 6.2 Bærevirkning tvers på tunnelaksen Buene bærer lasten fra berget inn mot tunnelprofilet ved hvelv- eller buevirkning, på samme måte som full utstøping med samme geometri. Ved tilnærmet jevnt fordelt last (vertikallasten er normalt større enn horisontallasten) overføres lasten ved trykkspenninger i buen. Ved rimelig stor krumning av buen blir bøyestrekkspenningene relativt små og oppheves av trykkspenningene. Betong har stor kapasitet for å overføre trykkspenninger. Trykkraften i buen tas opp ved sidetrykk til veggene, og ved trykk mot buefoten, se figur 6.1. Ved ujevnt fordelte eller konsentrerte laster, og ved avvik fra ideell geometri, vil det oppstå bøyemomenter og skjærkrefter i buene, lastene bæres ved buenes bøyestivhet. Betongen tar bøyetrykkspenninger, armeringen bøyestrekket, se figur 6.2. Kapasiteten for tverrsnittet og nedbøyningen bestemmes av armeringsmengden og tverrsnittshøyden, det vil si avstanden fra armeringen til betongtverrsnittets rand. Ved konsentrerte laster som gir bøyemoment er armeringen nødvendig for å ha kontroll med kapasitet og deformasjoner. Armeringsstålet bør være av den mest duktile stålklassen, B 500 NC i følge NS 3576-3. Vegdirektoratet 25

Figur 6.1 Lastopptak ved uniform belastning. (Radielle bolter er utelatt i figuren) Figur 6.2 Konsentrert last som gir bøyemoment i buen. Skissen under viser spenningsfordelingen i armert betong, med bøyetrykk i betong og strekk i armering (Radielle bolter er utelatt i figuren). 26 Vegdirektoratet

Dersom bergboltene i buene har tilstrekkelig lengde og sikker forankring vil en andel av skjærkreftene kunne føres tilbake til berget, og kun lokale deler av buen bli momentbelastet. Andelen av skjærkreftene er avhengig av stivhetsforholdet mellom boltene med forankring og buen. Alle buer skal ha pålitelig forankring med bolter nede ved sålen (kfr figurene 6.1 og 6.2). Dette er spesielt viktig der buen blir momentbelastet. Uten forankring ved sålen kan veggene knekke inn. Dersom bergmassen ikke gir pålitelig forankring for bolter, støpes en trykkforbindelse mellom bueendene. Trykkforbindelsen bør utformes som en bue slik at sikringskonstruksjonen får tilnærmet sirkelfasong (figur 6.3) og buen bør armeres. I de tilfeller det støpes en plan trykkforbindelse skal den armeres. Trykkforbindelsen kan støpes i en grøft for hver enkelt bue, eller utføres som kontinuerlig sålestøp. Sålestøp vil normalt være nødvendig dersom berget ikke gir pålitelig forankring for bolter. Se for øvrig under kapittel 8.5. Figur 6.3 Støpt trykkforbindelse i sålen, mellom bueendene. (Radielle bolter er utelatt i figuren) 6.3 Bærevirkning langs tunnelaksen, mellom buene I tunnelens lengderetning mellom de tversgående buene bæres lasten fra berget ved buevirkning (figur 6.4). Denne buevirkningen kan besørges av berget selv, forutsatt at berget har tilstrekkelig bæreevne med den forsterkning det har ved samvirket med en sprøytebetongplate og bergbolter, eller med et betonghvelv. I det siste tilfellet er det av betydning at de tversgående buene avrundes på siden slik at denne buevirkningen virkelig oppnås. Figur 6.4 Hvelvvirkning i tunnelens lengderetning, mellom sprøytebetongbuene. (Radielle bolter er utelatt i figuren) Vegdirektoratet 27

6.4 Beslektede konstruksjonstyper Sprøytebetongbuer gir større kapasitet og stivhet enn om tilsvarende betongmengde hadde blitt jevnt fordelt. Sprøytebetongbuer som konstruksjonstype er parallellen til et ribbedekke (figur 6.5), og til bjelkebruer (f.eks NIB). Forskjellen er at buene bærer primært på trykk, sekundært på bøyemoment, ribbedekker og bjelkebruer primært på bøyemoment. Figur 6.5 Tilsvarende konstruksjonsutforminger, sprøytebetongbuer øverst (lengdesnitt av tunnelen), ribbedekke og gammeldags hvelvdekke (jernbjelker og teglsteinshvelv) nederst. 6.5 Betong som forsterkningsmateriale Betong brukes både som vanlig støpt betong og som sprøytebetong. Begge har høy trykkfasthet, mens strekkfastheten bare er i størrelsesorden ca. 10 % av trykkfastheten. Den største forskjellen mellom vanlig støpt betong og sprøytebetong er: - Sprøytebetong inneholder ikke stein, det er en mørtel. Vanlig støpt betong Sprøytebetong - Elastisitetsmodul ca 28 GPa ca. 22 GPa - Uttørkingssvinn 0,4 0,6 0,8 1,2 - Større krypdeformasjoner for sprøytebetong, siden svinn og kryp er beslektede fenomener. Tallverdiene ovenfor er anslåtte gjennomsnittsverdier, verdiene for uttørkingssvinn gjelder ved høy grad av uttørking. Svinnet i praksis utvikles over tid (måneder eller år avhengig av betongdimensjonene) i en størrelse avhengig av uttørkingsgraden. Kryp er plastiske deformasjoner over tid som følge av last (spenninger). Kryp opptrer både for strekkog trykkspenninger. Krypdeformasjonene er ε = ( σ /E) x φ, hvor kryptallet φ i følge NS 3473 Tabell A.2 er i størrelsesorden 3 ved betongalder 1 7 døgn. Krypdeformasjonene er derfor tre ganger så store som de elastiske deformasjonene. Dette er årsaken til at betong ikke risser opp enda mer enn den gjør. Krypdeformasjonene er proporsjonale med spenningen, det vil si at betongen avlaster seg selv der spenningene er høyest og overfører belastning til mindre påkjente områder dersom det statiske systemet er slik at belastningene kan overføres, og det er kapasitet i de alternative områdene. Sprøytebetong har et vesentlig uttørkingssvinn, som utvikler seg gradvis under herdingen og ved uttørking etterpå. Svinnet kan under praktiske forhold ende opp i størrelsesorden 0,8, noe som tilsvarer en reduksjon av sikringens diameter med 5-6 mm ved tunnelradius på 7 meter. Det vil si at bergmassen kan deformere seg jevnt 5-6 mm uten at sprøytebetongen påføres belastning. Dette er viktige egenskaper for bruken av betong som bergforsterkningsmateriale, spesielt for sprøytebetong. 28 Vegdirektoratet