Utbygging Eidsvoll Hamar (UEH) Gardermobanen (Gardermoen) Eidsvoll Venjar - Eidsvoll

Utbygging Eidsvoll Hamar (UEH) Gardermobanen (Gardermoen) Eidsvoll En del av InterCity utbyggingen Revidert etter geoteknisk tredjepartskontroll SKa KK SMS 01B Komplett detalj- og reguleringsplan 11.12.2015 SKa/KK CHa SMS 00A Utkast reguleringsplan 25.09.2015 KK CHa SMS Revisjon Revisjonen gjelder Dato Utarb. av Kontr. av Godkj. av Tittel: Gardermobanen (Gardermoen) Eidsvoll Venjar Eidsvoll Antall sider: 37 + tegninger + vedlegg Produsent: Prod.tegn.nr.: Erstatning for: Erstattet av: Dr.Ing. A.Aas-Jakobsen AS Prosjektnr.: 960301 Dokument-/tegningsnummer: Revisjon: Parsell: Enterprise: 00 UEH-02 FDV-dokument-/tegningsnummer: NA FDV-rev.: NA

2 av 37 SAMMENDRAG NGI er geoteknisk underkonsulent for Dr. Ing. A. Aas-Jakobsen AS i forbindelse med planlegging av utvidelse til dobbeltspor for jernbanen mellom Venjar og Eidsvoll. Denne rapporten omhandler geotekniske vurderinger for strekningen Venjar Eidsvoll. Rapporten gir strekningsvis presentasjon av vurderinger og eventuelle geotekniske tiltak. DNV GL har utført geoteknisk tredjepartskontroll av fagrapporten, rapporten er vist i vedlegg F.

3 av 37 INNHOLD 1 INNLEDNING... 5 2 GRUNNLAGSMATERIALE... 6 2.1 Grunnundersøkelser... 6 2.2 Kartgrunnlag og geometri for ny linje... 6 3 GENERELLE GEOTEKNISKE PROBLEMSTILLINGER OG FORUTSETNINGER... 6 3.1 Topografi og grunnforhold... 6 3.2 Tidligere erosjon og skredhendelser... 7 3.3 Faresoner kvikkleire... 7 3.4 Forutsetninger... 8 3.4.1 Jernbanefyllinger og kvalitetsfyllinger... 8 3.4.2 Erosjonssikring... 8 3.4.3 Stabilitet... 8 3.4.4 Peleberegninger... 12 3.4.5 Seismisk påvirkning... 14 4 GEOTEKNISKE VURDERINGER OG TILTAK... 16 4.1 KM 65,40 65,85 (FB): Venjar Nessa bru... 16 4.2 KM 65,85 66,02 (FB): Nessa bru... 16 4.3 KM 66,20 66,32 (FB): Nessa bru Dønnumryggen kulvert... 18 4.4 KM 66,32 66,43 (FB): Dønnumryggen kulvert... 18 4.5 KM 66,43 66,73 (FB): Dønnumryggen kulvert Kvisldalen bru... 18 4.6 KM 66,73 67,00 (FB): Kvisldalen bru... 19 4.7 KM 67,00 67,90 (FB): Kvisldalen bru Mork bru... 19 4.8 KM 65,79 66,05 (EB): Mork bru... 20 4.9 KM 66,05 66,18 (EB): Mork bru Ålborgveien bru... 20 4.10 KM 66,18 66,30 (EB): Ålborgveien bru... 21 4.11 KM 66,30 66,90 (EB): Eidsvolltunnelen... 22 4.11.1 Stabilitet langs søndre del av Eidsvolltunnelen... 22 4.12 KM 66,90 67,70 (EB): Eidsvolltunnelen Eidsvoll stasjon... 23 5 EIDSVOLLTUNNELEN... 24 5.1.1 Stabilitet... 26 5.1.2 Setninger... 27 5.1.3 Lastpåvirkning og deformasjoner av eksisterende tunnel... 27 5.1.4 Påhuggsområdene... 29 5.1.5 Oppsummering Eidsvolltunnelen... 29 6 DEPONIER... 29 6.1 Geotekniske vurderinger og tiltak... 30 6.1.1 Oppbygging av deponiene... 30 6.1.2 Stabilitet... 31 7 SUPPLERENDE UNDERSØKELSER OG VIDERE ARBEID... 35

4 av 37 8 REFERANSER... 36 TEGNINGER 010 016 Borplan, sporgeometri og beregningsprofiler 100 110 Utvalgte stabilitetsberegninger 200 202 Plankart av deponier 300 302 Planskisser, permanente geotekniske tiltak 303 304 Planskisser, midlertidige geotekniske tiltak 400 Forslag til supplerende grunnundersøkelser VEDLEGG Vedlegg A Vedlegg B Vedlegg C Vedlegg D Vedlegg E Vedlegg F CPTU-tolkning ved Nessa bru CPTU-tolkning ved Kvisldalen bru CPTU-tolkning ved Mork og Ålbogveien bru, samt søndre del av Eidsvollplatået CPTU-tolkning nord for Eidsvollplatået Anbefalt karakteristisk skjærstyrkeprofil for PLAXIS-beregninger av Eidsvolltunnelen DNV GL rapport 2015-1228 rev1_geoteknisk tredjepartskontroll Venjar- Eidsvoll

5 av 37 1 INNLEDNING I forbindelse med prosjektet nytt dobbeltspor for Intercity på strekningen Eidsvoll-Hamar, har Dr. Ing. A. Aas-Jakobsen AS (AAJ) fått i oppdrag å lage detalj- og reguleringsplan for parsellene Venjar-Langset og Kleverud-Sørli. Norges Geotekniske Institutt (NGI) er geoteknisk rådgiver på strekningen Venjar- Eidsvoll, se oversiktskart på figur 1-1. På strekningen Venjar-Eidsvoll er det valgt å bygge nytt dobbeltspor langs østsiden av dagens spor. Det innebærer fire nye broer parallelt med dagens broer ved Nessa, Kvisledalen, Mork og Ålborgveien, ny kulvert gjennom Dønnum ryggen, utvidet driftsundergang ved Bjerkegutua og ny tunnel under Eidsvollplatået. Denne rapporten omhandler geoteknikk på strekningen Venjar-Eidsvoll. Følgende fagrapporter utgjør sammen med denne rapporten den geotekniske prosjekteringen: - UEH-00-A-55050 Forutsetninger vedrørende geoteknikk - UEH-00-A-55340 Geoteknisk datarapport Venjar Eidsvoll (ikke utarbeidet ennå) - UEH-00-A-55360 Konstruksjoner Venjar Langset - UEH-00-A-55370 Massedisponering Venjar Langset - UEH-00-A-55365 Anleggsgjennomføring Venjar Langset - UEH-00-A-55350 Områdestabilitet Venjar Langset Eidsvoll Venjar Figur 1-1 Oversiktskart for Venjar-Eidsvoll

6 av 37 2 GRUNNLAGSMATERIALE 2.1 Grunnundersøkelser Tolkning av grunnforhold og dimensjoneringsparametere er delvis basert på undersøkelser utført i tidligere planfaser for forrige utbygging, ref. /1/ - /3/, og delvis basert på supplerende undersøkelser utført i forbindelse med inneværende detalj- og reguleringsplan. Endelig datarapport for de supplerende undersøkelsene er foreløpig ikke ferdigstilt, men resultatene fra sonderingene og laboratorieforsøkene har vært tilgjengelige på eroom. Det man har sett av resultater av supplerende grunnundersøkelser planlagt av JBV for denne planfasen tyder ikke på vesentlige avvik fra det man har sett tidligere, men det er på enkelte steder pekt på behov for ytterligere suppleringer (ved Nessa og Kvisldalen bru) for å verifisere de antagelser som er gjort i beregningene. 2.2 Kartgrunnlag og geometri for ny linje Modellene og geometrien brukt i de geotekniske vurderingene er hentet fra eroom. - T-Kart Venjar-Langset 3D - NTM11 3D kart - T_Geom_bane_V-L Banegeometri (nytt- og eks. spor) - gm_k2_ntm11 Nessa bru (esksiterende) - gm_k3_ntm11 Kvisldalen bru (esksiterende) - gm_k4_ntm11 Mork bru (esksiterende) - gm_k5_ntm11 Ålborgveien bru (eksisterende) - gm_k6_ntm11 Dønnumryggen kulvert (eksisterende) - gm_k21_ntm11 Driftsundergang Bjerkeg. (eksisterende) - gm_løsmassetunnel Venjar-Eidsvoll_NTM11_NN54 Løsmassetunnel (eksisterende) 3 GENERELLE GEOTEKNISKE PROBLEMSTILLINGER OG FORUTSETNINGER Generelle geotekniske prosjekteringsforutsetninger som er lagt til grunn i prosjektet er beskrevet i egen rapport, se ref. /4/. 3.1 Topografi og grunnforhold Grunnforholdene langs strekningen Venjar- Eidsvoll består i hovedsak av marine avsetninger, primært ganske siltig leire med enkelte tynne (maks ca. 1 m tykke) innskutte lag av silt/finsand. Disse innskutte silt-/sandlagene synes generelt ikke å være gjennomgående, men mer vilkårlig i utbredelse og hvilke nivåer de påtreffes. På toppene finnes det stedvis et mer sammenhengende sandlag av opptil ca. 5 m tykkelse. Løsmassemektigheten varierer fra 5 til over 100 meter, minst løsmassemektighet finner man lengst sør på strekningen.

7 av 37 Sonderinger og laboratorieundersøkelser gir ingen indikasjon på sensitiv eller kvikk leire langs denne parsellen. Leira er middels fast til fast og har relativt lavt vanninnhold, w 25 30 %. Romvekten (γ) varierer fra ned mot 19 kn/m 3 til 20 kn/m 3. Plastisitetsindeksen (Ip) varierer mellom ca. 5 og 15 %. Poretrykk og grunnvannstand varierer med beliggenhet. Grunnvannstanden ligger naturlig dypest under terreng ved topp av ravineskråningene. Under grunnvannstanden er det de fleste steder målt en nedadgående gradient under platåer og i øvre del av skråningene, og noe høyere enn hydrostatisk i nedre del av skråningene. I vedlegg A til E er det sammenstilt data fra målte poretrykk i de enkelte områder. Leiras udrenerte skjærstyrke er tolket ut fra CPTU-sonderingene. Tolkning av karakteristisk udrenert skjærstyrkeprofil ved de forskjellige konstruksjonene er vist i vedlegg A til E. Tolkningen er generelt basert korrelasjon mellom aktiv udrenert styrke bestemt på blokkprøver av høy kvalitet, og målt poretrykk og målt korrigert spissmotstand. Det fremgår av vedleggene at det flere steder er et sprik mellom styrke tolket fra spissmotstand og tolket fra poretrykk. Ved etablering av styrkeprofiler er det derfor også vektlagt udrenerte styrker basert SHANSEP prinsippet, som er knyttet opp mot tolket overkonsolideringsgrad (OCR) ved de enkelte boringer. Dette er beskrevet i mer detalj i vedlegg A til E. Det nye sporet skal etableres parallelt med eksisterende spor med avstand 11,5 m (c/c nytt- og eksisterende spor). På den aktuelle strekningen innebærer dette 4 nye bruer, 2 kulverter og ny tunnel gjennom Eidsvollplatået. Inn mot Eidsvoll stasjon må det etableres høye skjæringer på flere titalls meter øst for traseen. Midlertidige og permanente deponier for utgravde masser må etableres med en stabil fyllingsfot av kvalitetsmasser (knust stein) og drenssystem. Kvartærgeologisk kart for strekningen, med inntegnet trasé for nytt spor er vist i figur 3-1. 3.2 Tidligere erosjon og skredhendelser De marine avsetningene er i tidenes løp blitt raviner ved at elver og bekker har gravet seg ned i løsmassene. Tolking av foreliggende grunnundersøkelser tyder på at høyeste terreng langs traseen en gang har ligget noe høyere (på ca. kote + 180 til +190) enn høyeste dagens terreng nivå i nærheten av traseen (ca. kote +170 til + 180). I de opp til ca. 40 m dype erosjonsdalene som traseen krysser fremstår avsetningene som ytterligere forbelastet som følge av at terrenget har blitt erodert ned. Det har ikke vært registrert større skredhendelser langs traseen, men mange av de naturlige skråningene er svært bratte og overflatesig i toppmassene kan forekomme. 3.3 Faresoner kvikkleire Det er ikke registrert faresoner for kvikkleireskred lang strekningen. Tidligere og nye grunnundersøkelser viser at det ikke er forekomster av kvikkleire eller sprøbruddmateriale langs strekningen. Det er gjort en vurdering av områdestabilitet for strekningen Venjar Langset, disse vurderingene er presentert i egen rapport, se ref. /5/.

8 av 37 Eidsvoll Venjar Figur 3-1 Kvartærgeologisk kart (kilde: www.ngu.no) 3.4 Forutsetninger 3.4.1 Jernbanefyllinger og kvalitetsfyllinger Jernbanefyllinger og kvalitetsfyllinger forutsettes utført med kvalitetsmasser (dvs. knust stein eller tilsvarende), med mindre annet er beskrevet. 3.4.2 Erosjonssikring Eventuell erosjonssikring rundt brufundamenter og langs bekkeløp detaljeres i neste planfase. Nye skjæringer skal erosjonssikres. 3.4.3 Stabilitet Krav til beregningsmessig sikkerhet for skjæringer og fyllinger er gitt av Teknisk designbasis, se ref. /6/. Beregningsmessig sikkerhet ved stabilitetsberegninger skal oppfylle kravet, Sf 1,4, og er lagt til grunn ved vurdering av geotekniske tiltak.

9 av 37 Kravet om absolutt beregningsmessig sikkerhet vil føre til store inngrep. Det anbefales derfor at sikkerhetsprinsippet tas opp til ny diskusjon i neste planfase der man skiller mellom: Naturlige skråninger som ellers ikke vil bli berørt av tiltaket (e.g. ikke skjæring eller fylling). Skjæringer det er behov for mindre tiltak i. Skjæringer der det blir vesentlige tiltak i form av skjæring eller fylling. 3.4.3.1 Etablering av skjæringer Tidligere erfaringer i forbindelse med utbygging av eksisterende Gardermobane tilsier at permanente skjæringer ikke bør etableres brattere enn 1:2,5. Dette er også lagt til grunn i de aktuelle vurderingene. Det foreslås å etablere skrå drensgrøfter systematisk i skjæringene for håndtere vannførende lag og overvann. Graving påbegynnes ved skråningstopp, og man arbeider seg gradvis nedover. Det etableres skrå drensgrøfter og erosjonssikring forløpende under utgravingen. Prinsippskisser av arbeidsrekkefølge og detaljer er vist i figur 3-2 og figur 3-3. Figur 3-2 Prinsippskisse. Etablering av nye skjæringer

10 av 37 Figur 3-3 Prinsippskisse. Oppriss for etablering av skjæringer 3.4.3.2 Geometrieffekt (3D-effekter) For stabilitetsberegninger er det i selve beregningsprogrammet ikke tatt høyde for sideeffekter. Topografien rundt enkelte beregningsprofil (for eksempel langs ravinerygger) er av en slik art at geometrieffekt vil spille en vesentlig rolle. I ikke sensitivt materiale vil man ha et betydelig positivt bidrag fra geometrieffekter når man beregner stabiliteten av lange, dype glidesirkler gjennom ravinerygger som har en begrenset bredde langs toppen av ryggen. Beregninger som antar sirkulærsylindriske glideflater med uendelig utstrekning inn i planet vil derfor være en konservativ tilnærming siden belastningen ved skråningstopp raskt vil avta inn i planet. Diagrammet i figur 3-4 kan benyttes til å vurdere virkningen av geometrieffekter ut ifra B/Log D/B-forholdet av problemstillingen. Diagrammet har opprinnelse fra NGI Publikasjon 016, /7/, og er utvidet for å gjelde spesielt høye D/B-forhold (stiplede linjer). Definisjon av dybde (D), bredde (B) og lengde (L) er vist i figur 3-5 og figur 3-6. GeoSuite Stability, /8/, regner i utgangspunktet med en uendelig lang utstrekning i planet, dvs. B/L = 0. Prosentvis økning av beregningsmessig sikkerhetsfaktor pga. geometrieffekter hentes ut fra økning av stabilitetstall, dvs. Nc,B/L 0/Nc,B/L=0.

11 av 37 Dersom man for eksempel tar utgangspunkt i en glideflate med følgende geometri: Bredde, B = 100 m (Horisontal lengde på glideflaten) Lengde, L = 100 m (Ravinerygg med bredde 100 m) Dybde, D = 40 m (Gjennomsnittlig dybde fra terreng på glideflaten) Dette gir følgende geometriske forhold: B/L = 1 og D/B = 0,4 Stabilitetstall for uendelig lang glideflate: Nc,B/L=0 5,8 Stabilitetstall for uendelig lang glideflate: Nc,B/L 0 7,0 Som gir prosentvis økning i beregningsmessig stabilitet: (7,0 / 5,8) - 1 = 20 %. 12 Stabilitetestall, N C 10 8 6 2 1.5 1 0.5 B/L=0 4 0 1 2 3 4 5 Dybde/bredde forhold, D/B Figur 3-4 Økning av stabilitetstall som følge av geometrieffekter. Figur 3-5 Geometrieffekt. Definisjon av dybde (D) og bredde (B).

12 av 37 Figur 3-6 Geometrieffekt. Definisjon av lengde (L). 3.4.4 Peleberegninger Peler dimensjoneres i henhold til Peleveiledningen 2012, ref. /9/. Ved vurdering av karakteristisk bæreevne av friksjonspeler i leire benyttes i tillegg resultatene fra forskningsprosjektet "Tidseffekter på pelekapasitet" som ble publisert i 2013, se ref. /10/. Pelegruppeberegninger er basert på samvirkeanalyse med programmet GeoSuite Peler, der opptredende krefter i pelene blir analysert ut ifra påførte laster på fundamentet og pelenes lokale respons aksialt og lateralt. I beregningene inngår dimensjonerende laster og karakteristiske egenskaper for jorda. Pelenes bæreevne kontrolleres til slutt mot den last på pelen som fremkommer av analysen sammenliknet mot pelens dimensjonerende bæreevne.

13 av 37 3.4.4.1 Materialfaktor i samvirkeanalyse Ifølge avsnitt 1.4 i peleveiledningen kan dimensjonerende bæreevne av en pel beregnes iht. følgende uttrykk: RR cc;dd = RR cc;kk γγ tt hvor: Rc;k = karakteristisk bæreevne = partialfaktor total bæreevne γt Karakteristisk bæreevne uttrykkes på følgende måte: RR cc;kk = RR cc;cccccc ξξ hvor: Rc;cal = beregnet bæreevne ξ = korrelasjonsfaktor avhengig av metode og pålitelighet ved bestemmelse av beregnet bæreevne I dette tilfellet er beregnet bæreevne basert på et stort omfang av grunnundersøkelser i området. Iht. Tabell NA.A.10 i NS-EN 1997-1:2004+NA:2008 velges korrelasjonsverdien ξ = 1,45 for denne fasen av prosjektet. Partialfaktorer for spissmotstand og sidefriksjon er iht. Tabell NA.A.6 (DM2) i NS-EN 1997-1:2004+NA:2008: Motstand Symbol Sett R2 Spissmotstand γ b 1,1 Sidefriksjon γ s 1,1 Dette gir en "summert" partialfaktor ved beregning av dimensjonerende bæreevne for enkeltpeler: γtot = ξ γ(b,s) = 1,45 1,1 = 1,595. Dimensjonerende bæreevne uttrykkes således på følgende måte: RR cc;dd = RR cc;cccccc γγ TTTTTT = RR cc;cccccc 1,595 Følgelig er det valgt å tillate en maksimal mobilisering i jordmaterialet på Usoil = 1/1,595 0,63 ved pelegruppeanalyser. Analysene utføres med bruddgrenselaster i fundamentet, dvs. γf > 1,0. Pelegruppeanalysene er utført i GeoSuite Peler med API jordmodell, se ref, /11/. Foreløpige brudd- og bruksgrenselaster med tilhørende lastkombinasjoner er gitt av RIB.

14 av 37 3.4.4.2 Aksial bæreevne av peler Der det skal settes friksjonspeler, er det foreløpig valgt å legge til grunn friksjonspeler av åpne stålrørspeler som delvis er utstøpt i toppen. Etter ramming og utstøping ansees pelene å oppføre seg som lukket, dvs. det antas full bæring ved pelespiss over hele pelens areal i tillegg til sidefriksjon. Ved beregning av bæreevne for friksjonspeler i leire benyttes følgende formel iht. Peleveiledningen(2012): RR cc;kk = AA ss ττ uuuu;cccccc dddd + 9 AA bb cc uu;bb;cccccc + AA bb γγ HH /ξξ hvor τus;cal = α cu;cal α-verdien gis i Peleveiledningen(2012) som en faktor som er avhengig av plastisitet, Ip, og su/σv0'-forhold. Nyere forsøk på en rekke peler viser at α-faktoren er tidsavhengig i tillegg til å være avhengig av Ip og su/σv0'-forhold. Videre vil vedvarende permanent last ha en positiv effekt på α-faktoren, se ref. /10/. α-verdier som hentes direkte fra Peleveiledningen(2012) vil således være konservative. Følgelig er det valgt å legge til grunn α verdier som beregnes iht. ref. /10/. Det antas ca. 2 år byggetid fra pelene blir rammet til brua står klar til bruk. 3.4.4.3 Peleavstander Peleveiledningen(2012) gir krav til minsteavstand mellom peler basert på pelelengde og diameter: "Ved skråpeler kan peleavstanden regnes i et plan 3 m under øverste nivå for jorden rundt pelene." Med pelelengde over 24 m, anbefales en miste avstand mellom pelene på 6 x D for friksjonsbærende peler i leire. For åpne stålrørspeler med diameter 1,22 m tilsvarer dette en minste avstand mellom pelene på 6 x 1,22m = 7,32 m. Med 6 8 peler pr. fundament vil dette kravet resultere i at fundamentene får meget store fotavtrykk. Minste tillatte peleavstand i leire vurderes ut ifra faren for at pelene trekker seg mot hverandre under ramming. Den høye stivheten av stålrørene sammen med de faste grunnforholdene ved de fire brustedene, gjør at det er svært liten fare for at pelene vil trekke seg mot hverandre under ramming. Maskinfører vil i tillegg enkelt kunne merke om pelens retning avviker fra ansettet under ramming på grunn av den høye stivheten til stålrørene. Det foreslås følgelig at man kan se bort fra kravene i Peleveiledningen, og at avstanden mellom pelene vurderes for hvert enkelt fundament. 3.4.5 Seismisk påvirkning I henhold til Jernbaneverkets Tekniske Regelverk skal detalj- og reguleringsplan omfatte en vurdering av jordskjelvprinsipper, dvs. behovsavklaring vedrørende jordskjelvberegninger. 3.4.5.1 Standarder, forskrifter og veiledninger Relevante veiledninger og regelverk vedrørende geoteknisk prosjektering av seismisk påkjenning er gitt i ref. /4/.

15 av 37 3.4.5.2 Seismisk klasse Høye støttekonstruksjoner (H > 5 m) og jernbanebruer klassifiseres i seismisk klasse III. Stabilitetsberegninger for skjæringer og fyllinger vurderes klassifisert i seismisk klasse II. Følgende verdier for seismisk faktor, γl, legges til grunn iht. Tabell NA.4(901) i NS-EN 1998-1:2004+A1:2013+NA:2014: Seismisk klasse γ l II 1,0 III 1,4 3.4.5.3 Materialfaktorer Iht. NA.3.1(3) i NS-EN 1998-5:2004+NA:2014 skal følgende materialparametere legges til grunn ved vurdering av seismiske påkjenninger. Leire γcu = 1,1 Kvikkleire γcu = 1,2 a-ϕ materiale γϕ' = 1,1 Fyllmasser γϕ' = 1,2 3.4.5.4 Grunntype Det er generelt store dybder til berg langs strekningen, og leiren er vesentlig overkonsolidert. Det er ikke påvist kvikkleire eller sprøbruddmateriale langs strekningen. Grunnforholdene vurderes følgelig klassifisert under grunntype D iht. NS-EN 1998-1:2004+A1:2013+NA:2014; "Avleiringer av løs til middels fast kohesjonsløs jord (med eller uten enkelte myke kohesjonslag) eller av hovedsakelig myk til fast kohesjonsjord." Verdier for parametere som beskriver det elastiske responsspekteret er gitt av tabell 3-1. Tabell 3-1 Verdier for elastisk responsspekter Grunntype S T B(s) T C(s) T D(s) D 1,55 0,15 0,40 1,6 3.4.5.5 Grunnakselerasjon Strekningen ligger innenfor en seismisk sone der spissverdien for berggrunnens akselerasjon er, ag40hz = 0,55 m/s 2. 3.4.5.6 Stabilitetsberegninger ved seismisk påkjenning Ifølge RIFs veiledning Dimensjonering for JORDSKJELV, kan man for kohesjonsmaterialer øke fastheten under jordskjelvpåkjenninger med ca. 40 % (rate-effect). Videre skal det tas hensyn til en degraderingseffekt med henholdsvis 15 % og 20 % for seismisk klasse II og III. Dette betyr at man for pseudo-statiske stabilitetsberegninger kan øke skjærfastheten med mellom 12 % til 21 %, avhengig av seismisk klasse. Beregningsmessig sikkerhet for pseudostatiske beregninger skal være minimum Sf 1,1 i naturlige skråninger. Dersom man tar

16 av 37 utgangspunkt i at skråninger skal ha beregningsmessig sikkerhet Sf 1,4 for statiske laster vil ikke beregninger for jordskjelv være dimensjonerende lasttilfelle. 4 GEOTEKNISKE VURDERINGER OG TILTAK I det følgende beskrives grunn- og fundamenteringsforhold med forslag til geotekniske tiltak på strekningen Venjar Eidsvoll. Borplan som viser utførte grunnundersøkelser plassering av nytt- og eksisterende spor samt beliggenhet av beregningsprofiler er vist på tegninger 010 016. Beliggenhet av planlagte deponier og beregningsprofiler er vist på tegning 200 202 og de foreslåtte permanente geotekniske tiltakene er vist på tegning 300 302. Midlertidige geotekniske tiltak som er nødvendige for anleggsgjennomføringen er vist på tegning 303 304. Beregningsprofiler som er vist på borplanene, men ikke er videre omtalt i rapporten er beregnet og funnet beregningsmessig tilfredsstillende på udrenert basis (Dette gjelder skråninger som ikke direkte blir berørt av tiltaket). Vurderingene starter i sørenden ved Venjar (km 65,40) og avsluttes ved Eidsvoll stasjon (km 67,70). Rapporten referer til sporkilometer i stigene rekkefølge. Ca. 2,5 nord for Venjar er det et brudd i kilometreringen. Sporkilometer før dette refereres som FB (før brudd), og sporkilometer etter bruddet refereres som EB (etter brudd). 4.1 KM 65,40 65,85 (FB): Venjar Nessa bru Mellom Venjar og Nessa bru går traseen delvis i skjæring og delvis på tilløpsfylling mot Nessa bru. Skjæringshøyden blir beskjeden, ca. 3 m, mens tilløpsfyllingen mot Nessa bru blir opptil 5 m over eksisterende terreng. Søndre tilløpsfylling ligger over en gjenfylt sideravine til Nessa. Fra bunnen av den tidligere ravinen opp til toppen av dagens jernbanefylling er det opp mot ca. 17 m. Topp jernbanefylling sør for broa er ca. kote +164. På hver side av jernbanefyllingen er terrenget på ca. +159 til +160. Det er ved bygging av Gardermobanen installert vertikale plastdren under søndre tilløpsfylling, over en strekning ca. fra søndre landkar og 150-200 m mot sør. Skjæringen kan etableres med helning 1:2,5 og erosjonssikres, ingen spesielle geotekniske tiltak ansees for å være nødvendig. Forslåtte tiltak for søndre tilløpsfylling er omtalt i neste avsnitt. 4.2 KM 65,85 66,02 (FB): Nessa bru Over Nessa skal det etableres en ny bru parallelt med eksisterende. Den nye brua skal ha 6 spenn og er ca. 145 m lang. Med unntak av søndre landkar, er eksisterende bru fundamentert på spissbærende betongpeler til berg. Søndre landkar er direktefundamentert i tilløpsfyllingen. Samme fundamenteringsprinsipp foreslås for ny bru. Aktuelle peletyper er rammede betongpeler eller

17 av 37 borede stålkjernepeler. For å unngå konflikt med eksisterende pelegrupper er det planlagt å "sakse" plasseringen av de nye fundamentene slik at de ligger midt mellom de eksisterende. Det er utført stabilitetsberegninger av tilløpsfyllingene ved Nessa. Tolkning av karakteristisk skjærstyrkeprofil for ulike terrengnivå ved Nessa bru er vist i vedlegg A. Det er ikke medregnet laster fra jernbane eller annet på terreng. Selve jernbanefyllingen ligger 4 5 m høyere enn terrenget på hver side, og med utvidelse har den en bredde i toppen på ca. 20 m. Det anses derfor som tilstrekkelig konservativt når det er medregnet full høyde av fyllingen til kote +164 (dvs. uendelig lang utstrekning), uten at øvrige laster på terreng tas med. Resultatene er oppsummert i tabell 4-1. Stabilitet av søndre tilløpsfylling Stabilitetsberegninger viser at stabiliteten av den søndre tilløpsfyllingen er tilfredsstillende. Dette under forutsetning om at ny fylling ikke utføres brattere enn det som allerede er situasjon for eksisterende bro. Det kan forventes at supplerende oppfylling for utvidelse til dobbeltspor medfører svært små tilleggsetninger på ny- og eksisterende bane. Stabilitet av nordre tilløpsfylling For å oppnå Sf 1,4 i skråning nord for broa, er det nødvendig å slake ut et lokalt brattere parti av skråningen og etablere en motfylling i bunnen, se figur 4-1. Skråningen slakes ut til 1:3 med tilførte masser, og det etableres f.eks. en 20 m bred motfylling opp til kote +151. Høyde og bredde på motfyllingen, samt skråningsvinkler, kan justeres så lenge Sf 1,4 oppnås. Figur 4-1 Stabilitetsberegning nordre landkar ved Nessa bru (Nessa profil B)

18 av 37 Bekken må flyttes i dette området, ved av svingen rettes ut. Det må etableres erosjonsskring for å hindre at bekken graver videre i yttersving inn mot platået. Omtrentlig omfang av motfylling og omlegging av bekk er vist i tegning 300. Tabell 4-1 Resultat stabilitetsberegninger ved Nessa Profil nr. S f Udrenert S f Udrenert S f Drenert Kommentar Dagens sit. Etter utbygging Etter utbygging Nessa Profil A 1,58 1,58 1,95 Tilfredsstillende sikkerhet Nessa Profil B - 1,40 1,84 Tilfredsstillende sikkerhet Nessa Profil C - 1,49 1,44 Tilfredsstillende sikkerhet Anleggsveg fra sør kan etableres fra Nygårdsveien (ca. 800 m sør for brua) på østsiden av banen og frem til brua. Fra nordsiden kan det etableres veg på østsiden av eksisterende spor fra Dønnumveien. Adkomst til bunnen av ravinen blir mindre bratt ved å legge anleggsvegen langs skråningen. Skjæringer i stedlige masser etableres med helning 1:2,5 eller slakere. 4.3 KM 66,20 66,32 (FB): Nessa bru Dønnumryggen kulvert Nord for Nessa bru ligger traseen på fylling frem til ca. km 66,23. Fyllingshøyden blir opptil 6 m. Videre ligger traseen i skjæring, med skjæringshøyde opptil 11 m inn mot Dønnumryggen kulvert. Stabiliteten av fyllingen nord for Nessa bru må sikres med motfylling ned mot Nessa, se forrige avsnitt. Ytterligere geotekniske sikringstiltak ansees ikke som nødvendige. Skjæringen etableres med helning 1:2,5 eller slakere og erosjonssikres. 4.4 KM 66,32 66,43 (FB): Dønnumryggen kulvert Den nye kulverten skal etableres parallelt med eksisterende kulvert. Kulverten direktefundamenteres på samme måte som eksisterende. For å kunne opprettholde ferdsel på tvers av banen i byggeperioden bygges kulverten i to faser. Terrenget må senkes på begge sider av eksisterende kulvert for å redusere ubalansert jordtrykk mot konstruksjonen. Skjæringer etableres med helning 1:2,5 eller slakere for å ivareta tilfredsstillende sikkerhet. Erosjonssikring av midlertidige skjæringer må vurderes på stedet. 4.5 KM 66,43 66,73 (FB): Dønnumryggen kulvert Kvisldalen bru Mellom Dønnumryggen og Kvisldalen bru, ligger traseen i skjæring med skråningshøyde opptil 7 m. Spesielle geotekniske sikringstiltak ansees ikke som nødvendige. Skjæringen etableres med helning 1:2,5 eller slakere og erosjonssikres.

19 av 37 4.6 KM 66,73 67,00 (FB): Kvisldalen bru Den nye brua ved Kvisldalen skal etableres parallelt med eksisterende bru, har 10 spenn og er ca. 265 m lang. Eksisterende bru er delvis fundamentert på spissbærende betongpeler til berg og delvis på friksjonspeler. Friksjonspelene har pelelengde 35 m, målt fra underkant fundament. Samme fundamenteringsprinsipp foreslås for ny bru. For å unngå konflikt med, og påvirkning av eksisterende pelegrupper, er det planlagt å "sakse" plasseringen av de nye fundamentene slik at de ligger midt mellom de eksisterende. Betongpeler eller borede stålkjernepeler kan benyttes der det skal etableres spissbærende peler til berg. Der det skal settes friksjonspeler, er det foreløpig valgt å legge til grunn friksjonspeler av åpne stålrørspeler som delvis er utstøpt i toppen. Det er generelt lagt til grunn at pelespissen ikke skal ligge dypere enn pelespissen for de eksisterende betongpelene. Dette for å begrense faren for å påføre eksisterende fundamenter setninger. Siden karakteristisk skjærstyrkeprofil mot dybden ikke vil være det samme ved ravinebunn og oppe på platået, er det utført pelegruppeberegninger for fundament nær skråningstopp og fundament nær dalbunn. Målte poretrykk og tolkning av karakteristisk skjærstyrkeprofil for ulike terrengnivå ved Kvisldalen er vist i vedlegg B. Tabell 4-2 oppsummerer foreløpige resultat fra peleberegningene. Tabell 4-2 Innledende peleberegninger ved Kvisldalen bru Fundament Peledimensjon Antall peler Pelelengde, L Platå 1220 x 12,5 mm 8 29 m Bunn ravine 1220 x 12,5 mm 6 19 m Eksisterende driftsveger kan benyttes som adkomst til bruområdet. Nye anleggsveger opp til platåene tilpasses slik at de tilfredsstiller krav til helning og fremkommelighet for anleggsmaskinene. Ved nordre landkar må det sannsynligvis etableres en støttefylling av kvalitetsmasser på østsiden av tilløpsfyllingen. Skjæringer i stedlige masser etableres med helning 1:2,5 eller slakere. 4.7 KM 67,00 67,90 (FB): Kvisldalen bru Mork bru Jernbanetraseen blir liggende delvis på fylling og delvis i skjæring langs strekningen. Fyllingshøyden er størst like nord for Kvisldalen bru, med ca. 10 m fyllingshøyde. Videre er fylling- og skjæringshøyden under 5 m hele strekningen. Ved km 67,36 skal eksisterende driftsundergang ved Bjerkegutua forlenges under nytt spor. Spesielle geotekniske sikringstiltak ansees ikke som nødvendige. Ved nordre landkar av Kvisldalen bru må det sannsynligvis etableres en støttefylling på østsiden av tilløpsfyllingen, se forrige avsnitt.

20 av 37 4.8 KM 65,79 66,05 (EB): Mork bru Den nye brua ved Mork skal etableres parallelt med eksisterende bru, har 7 spenn og er ca. 181 m lang. Eksisterende bru er fundamentert på friksjonspeler av betong med pelelengder 39 m målt fra underkant fundament. Søndre landkar er direktefundamentert i tilløpsfyllingen, mens nordre landkar er fundamentert på friksjonspeler. Samme fundamenteringsprinsipp foreslås også for ny bru. For å unngå konflikt med, og påvirkning av eksisterende pelegrupper, er det planlagt å "sakse" plasseringen av de nye fundamentene slik at de ligger midt mellom de eksisterende. Det er foreløpig valgt å legge til grunn friksjonspeler av åpne stålrørspeler som delvis er utstøpt i toppen. Det er generelt lagt til grunn at pelespissen ikke skal ligge dypere enn pelespissen for de eksisterende betongpelene. Dette for å begrense faren for å påføre eksisterende fundamenter setninger. Siden karakteristisk skjærstyrkeprofil mot dybden ikke vil være det samme ved ravinebunn og oppe på platået, er det utført pelegruppeberegninger for fundament nær skråningstopp og fundament nær dalbunn. Målte poretrykk og tolkning av karakteristisk skjærstyrkeprofil for ulike terrengnivå ved Mork og Ålborgveien er vist i vedlegg C. Tabell 4-3 oppsummerer foreløpige resultat fra peleberegningene. Det antas samme peledimensjoner for Mork og Ålborgveien da bruene ligger i nærheten av hverandre og grunnforholdene er relativt like. Tabell 4-3 Innledende peleberegninger for Mork og Ålborgveien bruer Fundament Peledimensjon Antall peler Pelelengde, L Platå 1220 x 12,5 mm 6 30 m Bunn ravine 1220 x 12,5 mm 6 20 m Søndre tilløpsfylling kan utvides og etableres på tilsvarende måte som eksisterende. Leiren er vesentlig overkonsolidert, og det forventes små setninger som følge av utvidelse av fyllingen for nytt spor. Eksisterende driftsveger kan benyttes som adkomst til området. Anleggsveg opp til nordre landkar må tilpasses slik at vegen tilfredsstiller krav til helning og fremkommelighet for anleggsutstyr. Skjæringer i stedlige masser etableres med helning 1:2,5 eller slakere. 4.9 KM 66,05 66,18 (EB): Mork bru Ålborgveien bru Mellom Mork og Ålborgveien bru ligger traseen delvis på fylling og delvis i skjæring. Mellom km 66,07 66,12 skal deler av en sideravine ned mot Andelva fylles igjen. Videre ligger traseen på liten skjæring over en ravinerygg ut mot Andelva. Oppfyllingen i ravinen mellom km 66,07 66,12 må utføres helt fra bunn av ravinen og med kvalitetsmasser (knust stein eller tilsvarende) adskilt fra undergrunn med fiberduk. Torv og matjord må fjernes under fyllingen.

21 av 37 Det er utført stabilitetsberegninger ned mot Andelva ved km 66,14, se tegning 014 for plassering av beregningsprofil. Målte poretrykk og tolkning av karakteristisk skjærstyrkeprofil for ulike terrengnivå ved Mork og Ålborgveien er vist i vedlegg C. Beregningsmessig sikkerhet ned mot Andelva tilfredsstiller ikke Teknisk designbasis, se ref. /6/. Tabell 4-4 oppsummerer beregningsmessig sikkerhet for hhv. dagens situasjon og etter utbygging. Stabilitetsberegningene er vist på tegning 100-101. Glideflater som ligger lengre bak vil ikke være kritiske da de får betydelige bidrag fra geometrieffekter. Tabell 4-4 Stabilitetsberegninger ved km. 66,14 Profil nr. S f Udrenert Dagens sit. S f Udrenert Etter utbygging S f Drenert Etter utbygging Kommentar KM 66,14 1,28 1,34 1,06 Ikke tilfredsstillende på drenert basis KM 66,14-1,34 1,23 Horisontale dren langs Andelva KM 66,14-1,41 1,40 Utfylling i Andelva Dybden og bredden av glideflaten på udrenert basis etter utbygging tilsier at det er vesentlige geometrieffekter når man ser på bredden av ravineryggen ned mot Andelva. Overslagsberegninger viser at B/L forholdet er ca. B/L = 0,8 etter utbygging. Med utgangspunkt i figur 3-4 øker stabilitetstallet, Nc, med ca. 20 % for den aktuelle geometrien. Beregningsmessig sikkerhet på udrenert basis tilfredsstiller dermed kravet om Sf 1,4 (Sf,ny,udrenert = 1,34 x 1,2 = 1,61). På drenert basis tilfredsstiller ikke beregningsmessig sikkerhet kravet om Sf 1,4. Ved å installere 20 m lange horisontale dren i bunn av skråningen, og dermed senke poretrykket ved skråningsfoten, øker beregningsmessig sikkerhet fra 1,06 til 1,23 etter tiltaket. Siden det her er snakk om relativt grunne glideflater, vil en terrengavlastning langs skråningstopp ha liten effekt på beregningsmessig stabilitet. For å tilfredsstille kravet i Teknisk designbasis må det følgelig etableres en støttefylling ute i Andelva, se tegning 102 og 301. Hvorvidt en støttefylling ute i Andelva er realistisk med hensyn til miljø og naturvern, må vurderes i neste planfase. Stabilitetsberegninger viser at stabiliteten på drenert basis vil kunne forbedres med ca. 20 % ved å installere 20 m lange horisontaldren i bunn av skråningen. Dette bør kunne aksepteres for naturlige skråninger. Inngrep i selve skråningen vil medføre fjerning av erosjonsbeskyttende vegetasjon og anbefales følgelig ikke. 4.10 KM 66,18 66,30 (EB): Ålborgveien bru Den nye brua ved Ålborgveien skal etableres parallelt med eksisterende bru, har 6 spenn og er ca. 152 m lang. Eksisterende bru er fundamentert på friksjonspeler av betong med pelelengder 35 m målt fra underkant fundament. Samme fundamenteringsprinsipp foreslås for ny bru. For å unngå konflikt med, og påvirkning av eksisterende pelegrupper, er det planlagt å "sakse" plasseringen av de nye fundamentene slik at de ligger midt mellom de eksisterende.

22 av 37 Det er foreløpig valgt å legge til grunn friksjonspeler av åpne stålrørspeler som delvis er utstøpt i toppen. Det er generelt lagt til grunn at pelespissen ikke skal ligge dypere enn pelespissen for de eksisterende betongpelene. Dette for å begrense faren for å påføre eksisterende fundamenter setninger. Tabell 4-3 oppsummerer foreløpige resultat fra peleberegningene. Det antas samme peledimensjoner for Mork og Ålborgveien da bruene ligger i nærheten av hverandre og grunnforholdene er relativt like. 4.11 KM 66,30 66,90 (EB): Eidsvolltunnelen Mellom Ålborgveien bru og Eidsvollplatået (km 66,30 66,44) går sporet over en terrasse som ble etablert i forbindelse med utbygging av Gardermobanen. Videre går sporet i en ca. 450 m lang tunnel gjennom Eidsvollplatået. Eidsvolltunnelen er omtalt i eget kapittel, se innledningen til kapittel 5. Målte poretrykk og tolkning av karakteristisk skjærstyrkeprofil for ulike terrengnivå ved Mork og Ålborgveien, samt søndre del av Eidsvollplatået er vist i vedlegg C. 4.11.1 Stabilitet langs søndre del av Eidsvolltunnelen Mellom Ålborgveien bru og Eidsvoll Prestegård skrår terrenget ned mot Andelva som renner øst for traseen. Mellom Ålborgveien bru og søndre tunnelpåhugg er høydeforskjellen ned til Andelva ca. 22 m, videre opp til Eidsvollplatået øker høydeforskjellen ned til Andelva til ca. 45 m. Det er utført stabilitetsberegninger ved 2 profiler, km 66,49 og km 66,56 med plassering som vist på tegning 014. Utførte beregninger viser at beregningsmessig sikkerhetsfaktor for dagens situasjon ikke tilfredsstiller kravene i Teknisk designbasis, se tabell 4-5. Det foreslås å etablere en støttefylling i bunn av ravinen sør for prestegården, samt en permanent terrengavlastning langs skråningstopp ned mot Andelva. For å holde poretrykket nede langs skråningsfoten ned mot Andelva, foreslås det horisontaldren langs Ålborgveien og bort til ravinen. Foreslåtte tiltak er vist på tegning 301. Tabell 4-5 Stabilitetsberegninger ved km 66,49 og 66,56 Profil nr. S f Udrenert Dagens sit. S f Udrenert Etter utbygging S f Drenert Etter utbygging KM 66,49 0,97 1,42 1,45 KM 66,56 1,27 1,40 - Kommentar Nødvendig med motfylling og terrengavlastning (se tegning 103 og 104). Nødvendig med terrengavlastning.

23 av 37 4.12 KM 66,90 67,70 (EB): Eidsvolltunnelen Eidsvoll stasjon Fra den nordre tunnelportalen og inn mot Eidsvoll stasjon ligger sporet delvis i skjæringer. Høydeforskjellen fra dagens spor og topp ravineskråning mot øst er opptil 35 m, nærmest tunnelportalen. Det er utført stabilitetsberegninger i flere profiler langs den aktuelle strekningen, se tegning 015 016. Målte poretrykk og tolkning av karakteristisk skjærstyrkeprofil for ulike terrengnivå nord for Eidsvollplatået er vist i vedlegg D. Beregnet sikkerhetsfaktor for dagens situasjon er oppsummert i tabell 4-6. Beregningsmessig sikkerhet på udrenert basis er ikke tilfredsstillende for dagens situasjon. Utvalgte beregninger er vist på tegning 105 110. Tabell 4-6 Beregningsmessig sikkerhetsfaktor dagens situasjon nord for Eidsvollplatået Profil nr. S f Udrenert Dagens situasjon Kommentar KM 67,05 Østre skråning 0,97 Lav sikkerhet. Vestre skråning 0,94 Lav sikkerhet, berøres ikke av tiltaket. KM 67,16 Østre skråning 1,03 Lav sikkerhet. KM 67,41 Østre skråning 1,21 Lav sikkerhet. Vestre skråning 2,27 Tilfredsstillende sikkerhet. KM 67,51 Østre skråning 1,20 Lav sikkerhet, berøres ikke av tiltaket. Vestre skråning 1,75 Tilfredsstillende sikkerhet. Etter skjæringen for det nye sporet er etablert, kreves beregningsmessig sikkerhetsfaktor, Sf 1,4 både på udrenert og drenert basis. Ved inngrep i skråningene vil ny helning i hovedsak være slakere enn eksisterende og en vil dermed generelt få en bedret stabilitet i forhold til dagens situasjon. Foreslåtte løsninger innebærer også omfattende terrengavlastning på toppen av noen av de høyeste ryggene for å oppnå beregningsmessig sikkerhetsfaktor. Tabell 4-7 oppsummerer beregnet sikkerhetsfaktor etter foreslåtte tiltak. Tegning 106, 107 og 109 viser beregnet stabilitet for profil km 67,05 og 67,41. Beregningene viser at stabiliteten er tilfredsstillende for skråningene. Glideflater som ligger bak det avlastede området vil ikke være kritiske da de får betydelige bidrag fra geometrieffekter. Dette forutsetter for øvrig at sideravinene ikke tilbakefylles helt opp til opprinnelig nivå. Tabell 4-7 Beregningsmessig sikkerhet nord for tunnelen etter utbygging. Profil nr. S f Udrenert S f Drenert Kommentar Etter utbygging Etter utbygging KM 67,05 1,42 1,42 Tilfredsstillende sikkerhet KM 67,16 1,40 - Tilfredsstillende sikkerhet KM 67,41 1,40 - Tilfredsstillende sikkerhet Beregningsmessig sikkerhet i drenert situasjon vil være helt avhengig av fremtidig poretrykk etter de nye skjæringene er etablert. I neste planfase bør det utføres strømningsanalyser for å bedre kunne vurdere fremtidig nivå for grunnvannsnivå og poretrykk. Planlagte drensgrøfter i

24 av 37 skjæringene vil bidra positivt med å holde poretrykket nede. Andre aktuelle tiltak er horisontale dren som installeres i foten av skjæringene. Fra km 67,45 vil ikke utbygging for det nye sporet skjære inn i skråningen, stabiliteten vil således ikke påvirkes av utbyggingen. Det bør for øvrig påregnes at masseutskiftningen for det nye spor-arrangementet utføres seksjonsvis for å unngå påvirkning av stabiliteten under anleggsgjennomføringen, se tegning 304. Mellom km 67,45 67,56 skal skjæringen mot vest utvides for det nye spor-arrangementet inn mot Eidsvoll stasjon. For å oppnå tilfredsstillende sikkerhet skjæringen mot Eidsvollbakken 45 slakes ut til helning 1:2,5. Tiltakene i skråningen medfører at boligen i Eidsvollbakken 45 må innløses og fjernes. 5 EIDSVOLLTUNNELEN Det har vært utredet en rekke ulike løsninger for etablering av ny tunnel gjennom Eidsvollplatået, se figur 5-1 for ca. plassering av den nye tunnelen. Anbefalt løsning er basert på å bygge ny tunnel i åpen byggegrop på østsiden av dagens tunnel i en avstand på 16,5 m mellom sporene (c/c mellom eksisterende- og nytt spor). Figur 5-2 viser en prinsippskisse av byggegropa. Det er utført ganske omfattende beregninger med FEM-programmet PLAXIS for analysere samvirke mellom konstruksjon og jord av ny- og eksisterende tunnel. Analysene har hatt hovedfokus på å verifisere at deformasjoner og lastpåvirkning på eksisterende tunnel blir akseptable, og det samme med hensyn til mulige setninger på Prestegården. Det er utført parameterstudier med forskjellige jordmodeller for å se på effekten av de ulike parameterne. Analysene er utført i tett samarbeid med RIB (AAJ). I det videre er beregninger for et profil ved Prestegården presentert. Beliggenheten av profilet er skissert som profil B-B i figur 5-1. Tolkning av karakteristisk skjærstyrkeprofil er basert på blokkprøvetaking og CPTUsonderinger utført oppe på Eidsvollplatået, se vedlegg E.

25 av 37 Løsmassetunnel (ny plasseres øst for eksisterende) Figur 5-1 Oversiktskart tunnel gjennom Eidsvollplatået Figur 5-2 Prinsippskisse byggegrop for ny tunnel

26 av 37 Den foreslåtte løsningen legger til grunn følgende arbeidsrekkefølge for den nye tunnelen: 1. Terrenget senkes midlertidig over ny- og eksisterende tunnel, se tegning 303. 2. Fra det avgravde terrenget rammes det spunt på begge sider av ny tunnel. 3. Det graves ut for ny tunnel. Innvendige avstivere i 3 til 4 nivåer installeres og forspennes suksessivt som det graves ut. Nest nederste stiverlag plasseres over fremtidig tunneltak. 4. Ny tunnel støpes i 2 omganger; Først bunnplate og vegger opp til nedre stiverlag. Nedre stiver flyttes ned mellom tunnelveggen og øvre del av tunnelen støpes. 5. Tilbakefylling av lett komprimerbare masser mellom spuntvegg og tunnelvegg. 6. Tilbakefylling over tunneltak med komprimerte masser. Stivere fjernes etter hvert som det fylles. 7. Tilbakefylling og komprimering opp til terreng med stedlige masser. 5.1.1 Stabilitet Beregnet ekvivalent materialfaktor ved c-ϕ reduksjon for siste gravetrinn er γm = 1,41. Analysene viser at beregningsmessig materialfaktor er styrt av spuntens momentkapasitet og lengde under endelig gravenivå. Det må følgelig spesifiseres spunt med tilstrekkelig momentkapasitet. Figur 5-3 Bruddfigur ved c-phi-reduksjon Ved søndre del av tunnelen skal stabiliteten av ravineskråningen ned mot Andelva bedres ved å etablere en støttefylling i kombinasjon med terrengavlastning langs skråningstopp, se forrige avsnitt. Stabiliteten vil således være ivaretatt for ravineskråningen. Mellom km 66,55 66,64 blir byggegropa liggende helt ut mot skråningstopp, utgravingen i seg selv vil ha positiv påvirkning på stabiliteten, men det bør påregnes noe ekstra avgraving på vestsiden av spunten for å unngå ensidig jordtrykk mot den øverste delen av spunten.

27 av 37 5.1.2 Setninger Figur 5-4 viser konturer av beregnede vertikaldeformasjoner etter terrenget er tilbakeført til opprinnelig. Beregningene viser at det kan forventes setninger i størrelsesorden 5 10 cm nærmest byggegropa, og avtagende tendens med økende avstand fra byggegropa. Ved Presteboligen er beregnede setninger på grunn av utgravingen ca. 3 cm nærmest byggegropa. I tillegg må det forventes noe setninger som følge av anleggsgjennomføringen. Det bør derfor påregnes ekstra sikringstiltak forbi Presteboligen som setningsreduserende tiltak. Endelig detaljering av dette utføres under byggeplan. Figur 5-4 Konturer av beregnede vertikaldeformasjoner etter terrenget er tilbakeført. 5.1.3 Lastpåvirkning og deformasjoner av eksisterende tunnel Dagens tunnel er modellert både med det midlertidige sprøytebetongskallet og den permanente betonglinningen for å kunne vurdere samvirke mellom de 2 konstruksjonene. Utførte analyser viser at det kan forventes moderate deformasjoner av dagens tunnel som følge av utbyggingen. Etter endt byggefase er det beregnet ca. 1 cm deformasjon av eksisterende betongskall, se figur 5-5. Figuren indikerer at eksisterende tunnel forskyves mot den nye tunnelen som følge av deformasjoner i spuntkonstruksjonen under bygging. Figur 5-5 Beregnede deformasjoner etter endt byggefase (svart pil indikerer retningen av forskyvningen)

28 av 37 Aksialkraften er svært varierende både i betongskallet og sprøytebetongen. Under avgraving av terreng blir det beregningsmessig strekk i veggene i betongskallet, mens ved utgraving for ny tunnel er det beregningsmessig strekk i bunnplata av betongskallet. Sprøytebetongen har beregningsmessig trykk for samtlige faser. Figur 5-6 og figur 5-7 illustrerer hvordan kreftene i den permanente betonglinningen for dagens tunnel varierer som følge av de forskjellige anleggsfasene for den nye tunnelen. Aksialkraft (kn) Aksialkraft (kn) 0 5 10 15 20 25 400 200 0-200 -400-600 -800-1000 -1200-1400 Dagen sit. Avlasting av terreng Ferdig utgravd Ferdig ny tunnel Tilbakefylling o.k. spunt Tilbakeføring av terreng Figur 5-6 Beregnet aksialkraft i den permanente betonglinningen. Moment(kNm) Moment (knm) 400 300 200 100 0-100 -200-300 -400 0 5 10 15 20 25 Dagen sit. Avlasting av terreng Ferdig utgravd Ferdig ny tunnel Tilbakefylling o.k. spunt Tilbakeføring av terreng Figur 5-7 Beregnet momentkraft i den permanente betonglinningen.

29 av 37 5.1.4 Påhuggsområdene Lokalt rundt påhuggsområdene ble det ved forrige utbygging etablert jordankere med "expanded-bodies" for å ivareta stabiliteten lokalt rundt tunnelportalen. Samme prinsipp for å sikre stabiliteten foreslås rundt de nye påhuggene. Det bør settes av et område rundt tunnelportalene for mulige geotekniske tiltak i anleggsgjennomføringen, se tegning 303. Detaljering av løsning må utarbeides under byggeplan. 5.1.5 Oppsummering Eidsvolltunnelen Det er utført en rekke parameterstudier av byggegropa med varierende inndata for både jordens oppførsel og stivheter av dagens tunnel. Utførte analyser viser at tunneltverrsnittet fungerer stabilt som en trykkbue og vil kunne motstå de spenningsendringer som forårsakes av bygging av den nye tunnelen. 6 DEPONIER I forbindelse med utbyggingen skal det etableres midlertidige og permanente massedeponier i nærheten av banen. Figur 6-1 viser oversiktskart med ca. plassering av planlagte deponier på strekningen Venjar Eidsvoll. Nordheim Prestegårdsjordet Mork Kvisldalen Nessa Figur 6-1 Oversiktskart planlagte deponier på strekningen

30 av 37 Følgende deponier er planlagt langs den aktuelle strekningen: Nessa. Deponi langs tilløpsfylling på østsiden av sporet (ca. km. 65,8) Kvisldalen. Deponi sør for brua (ca. km. 66,7) Mork. Deponi langs tilløpsfylling på østsiden av sporet (ca. km. 67,5) Prestegårdsjordet. Deponi vest for tunnelene (ca. km. 66,6) Nordheim. Deponi øst for skjæringene (ca. km. 66,9) 6.1 Geotekniske vurderinger og tiltak Det er utført en rekke stabilitetsberegninger for deponiene. Tolkning av karakteristisk skjærstyrkeprofil ved de ulike deponistedene er vist i vedlegg A F. Deponimasser bestående av materiale fra graving for bane og terrengavlastning langs skjæringer vil inneholde bløt siltig leire, og modelleres som udrenert materiale. For stabilitetsberegninger er deponimaterialet modellert som udrenert materiale med følgende antatt forhold mellom direkte skjærstyrke og vertikalt overlagringstrykk; Su,D/p'v= 0,3. Det innebærer at det forsiktig er lagt til grunn at opprinnelig skjærstyrke er brutt helt ned pga. utgraving og utlegging av massene. 6.1.1 Oppbygging av deponiene Følgende avsnitt gir en kort beskrivelse av hvordan deponiene tenkes utført, slik at man ivaretar stabiliteten under anleggsgjennomføringen og etter deponiet er etablert. Et vesentlig poeng er å etablere drenasje i bunn av deponiet, samt langs fyllingsfoten, slik at man unngår poretrykksoppbygning i deponimassene. Deponiene skal bygges opp av en stabil fyllingsfot av kvalitetsmasser (knust stein eller tilsvarende) og med et drenssystem slik at vannet renner ut av deponiet. Fyllingsfoten vil ivareta stabiliteten av deponiet, samt fungere som fangdam som hindrer at eventuelle oppbløtte masser av silt og finsand kan renne utover. Videre må det påregnes at deponiene bygges opp lagvis og komprimeres. For permanente deponier må det i tillegg påregnes å legge inn drenerende lag slik at deponiet bygges som en kvalitetsfylling (sandwich-konstruksjon). Prinsippskisser for oppbygning av deponiene er vist i figur 6-2. Følgende arbeidsgang foreslås: Det etableres et drenerende lag av kunst stein eller grov grus under deponiet og, om nødvendig, et drensrør langs bunn av deponiet. Det legges separasjonsduk over- og under dette laget. Fyllingsfoten bygges opp som en steinsjete av kvalitetsmasser (knust stein) for å sikre lokalstabiliteten av foten. Deponiet fylles opp lagvis med maksimalt 2-3 m tykke lag som skal komprimeres med doser ved utlegging.

31 av 37 I permanente deponier legges et lag med drenerende masser mellom annen hvert lag (dvs. hver 4 6 m). Dette drenerende laget både reduseres poretrykket under bygging og konsolideringstiden i deponimassene. Samtlige lag skal ha fall mot fyllingsfoten (min helning 1:100) for til å sikre avrenning på toppen av deponiet. Figur 6-2 Prinsipptegninger for oppbygning av deponier, lengdesnitt og tverrsnitt. 6.1.2 Stabilitet Ved Mork og Nessa bru er det lagt planlagt mindre deponier langs sporet. Det er ikke beregnet stabilitet av disse deponiene, siden fyllingshøyden er svært beskjeden (se figur 6-3 og figur 6-4).