SAVEZ GRAĐEVINSKIH INŽENJERA SRBIJE
ASSOCIATION OF CIVIL ENGINEERS OF SERBIA
GEOTEHNIČKI ASPEKTI GRAĐEVINARSTVA ZBORNIK RADOVA SEDMOG NAUČNO-STRUČNOG MEĐUNARODNOG SAVETOVANJA SEVENTH INTERNATIONAL CONFERENCE
GEOTECHNICS IN CIVIL ENGINEERING CONFERENCE PROCEEDINGS
Editor: Emeritus Prof. dr Radomir Folić
Šabac, 14. - 17. novembar 2017.
SAVEZ GRAĐEVINSKIH INŽENJERA SRBIJE ASSOCIATION OF CIVIL ENGINEERS OF SERBIA
II IZDAVAČ / (PUBLISHER):
Savez građevinskih inženjera Srbije / Association of Civil Engineers of Serbia Srbija, Beograd, Kneza Miloša 9/I, Tel: (011) 3241 656
P ROG RA MSK I OD BOR / (P ROGRA MM E COM MI TTE E ): KOPREDSEDNICI (Co-Chairman):
Emeritus Prof. Dr Radomir FOLIĆ, Novi Sad, Srbija Dr Nenad ŠUŠIĆ, Beograd, Srbija
ČLANOVI (Members): Prof. dr Heinz BRANDL, Wien, Austrija Prof. dr Luvig TRAUNER, Maribor, Slovenija Dr Lidija ZDRAVKOVIĆ, London, Velika Britanija Prof. dr Tanja ROJE-BONACCI, Split, Hrvatska Prof. dr Ivan VRKLJAN, Rijeka, Hrvatska Doc. dr Jovan PAPIĆ, Skoplje, Makedonija Prof. dr Adnan IBRAHIMOVIĆ, Tuzla, BiH Prof. dr Asterios LIOLIOS, Xanthi, Grčka Prof.dr Lena MIHOVA, Sofija, Bugarska Dr Nikolay MILEV, Sofija, Bugarska Prof. dr Zvonko TOMANOVIĆ, Podgorica, Crna Gora Prof.dr Mirjana VUKIĆEVIĆ, Beograd, Srbija Prof. dr Slobodan ĆORIĆ, Beograd, Srbija Prof. dr Milinko VASIĆ, Novi Sad, Srbija Prof. dr Mitar ĐOGO, Novi Sad, Srbija Prof. dr Petar SANTRAČ, Subotica, Srbija Prof. dr Verka PROLOVIĆ, Niš, Srbija Prof. dr Gordana HADŽI NIKOVIĆ, Beograd, Srbija Doc.dr Dragoslav RAKIĆ, Beograd, Srbija Doc.dr Zoran BONIĆ, Niš, Srbija Miroljub SAMARDAKOVIĆ, Niš, Srbija EDITOR / (Editor in Chief): Emeritus Prof.dr Radomir FOLIĆ TEHNIČKI UREDNIK / (Editor): Dr Aleksandar ĐUKIĆ Svi radovi u ovom zborniku radova su recenzirani. Stavovi izneti u ovoj publikaciji ne odražavaju nužno i stavove izdavača, naučnog komiteta ili editora. TIRAŽ (Circulation): 150
ŠTAMPA (Printed by): Akademska izdanja, Zemun
CIP - Каталогизација у публикацији Народна библиотека Србије, Београд 624.1(082) НАУЧНО-стручно међународно саветовање Геотехнички аспекти грађевинарства (7 ; 2017 ; Шабац) Zbornik radova Sedmog naučno-stručnog međunarodnog savetovanja Geotehnički aspekti građevinarstva = Conference Proceedings [of] Seventh International Conference Geotechnics in Civil Engineering, Šabac, 14. - 17. novembar 2017. / [organizatori] Savez građevinskih inženjera Srbije i Srpsko društvo za mehaniku tla i geotehničko inženjerstvo [i] Institut IMS A.D. Beograd [i] SET d.o.o. Šabac ; editor Radomir Folić. - Beograd : Savez građevinskih inženjera Srbije = Association of Civil Engineers of Serbia, 2017 (Zemun : Akademska izdanja). - XII, 586 str. : ilustr. ; 24 cm Radovi na srp. i engl. jeziku. - Tiraž 150. - Str. XII: Predgovor ; Foreword / Radomir Folić, Aleksandar Đukić. - Bibliografija uz svaki rad. - Abstracts. ISBN 978-86-88897-10-5 1. Савез грађевинских инжењера Србије (Београд) 2. Српско друштво за механику тла и геотехничко инжењерство (Београд) 3. Инжењерска комора Србије (Београд) 4. Институт ИМС (Београд) 5. СЕТ (Шабац) a) Механика тла - Зборници b) Геотехничке конструкције – Зборници COBISS.SR-ID 249512716
III
SAVEZ GRAĐEVINSKIH INŽENJERA SRBIJE i SRPSKO DRUŠTVO ZA MEHANIKU TLA I GEOTEHNIČKO IŽENJERSTVO INSTITUT IMS A.D. BEOGRAD SET d.o.o. ŠABAC
ZBORNIK RADOVA SEDMOG NAUČNO-STRUČNOG MEĐUNARODNOG SAVETOVANJA
GEOTEHNIČKI ASPEKTI GRAĐEVINARSTVA SEVETH INTERNATIONAL CONFERENCE GEOTECHNICS IN CIVIL ENGINEERING CONFERENCE PROCEEDINGS
Editor: Emeritus Prof. dr Radomir Folić
Šabac, 14. - 17. novembar 2017.
IV ORGANIZATORI SAVETOVANJA / (CONFERENCE ORGANISERS): Savez građevinskih inženjera Srbije (Beograd), Srpsko društvo za mehaniku tla i geotehničko inženjerstvo (Beograd), Institut IMS A.D. (Beograd) i SET d.o.o. (Šabac)
ORGANIZACIONI ODBOR / (ORGANISING COMMITTEE): PREDSEDNIK (Chairman): Milenca SREĆKOVIĆ, dipl.inž.građ., Šabac - Srbija POTPREDSEDNIK (Vice-Chairman): Emeritus Prof. Dr Radomir FOLIĆ, Novi Sad - Srbija SEKRETAR (Secretary):
Nevena VUJADINOVIĆ, Beograd
ČLANOVI (Members):
Milutin IGNJATOVIĆ, dipl.inž., Beograd - Srbija Miloš HRANISAVLJEVIĆ, dipl.inž.građ., Beograd-Srbija Svetozar MILENKOVIĆ, dipl.inž.geol., Beograd - Srbija Vladimir FILIPOVIĆ, dipl.inž.geol., Beograd - Srbija Dr Dragan ZLATKOV, dipl.inž.građ., Niš - Srbija Ivan ĐORĐIĆ, dipl.inž.građ., Šabac - Srbija Srđan MITRAŠINOVIĆ, Šabac - Srbija Dragan PETROVIĆ, dipl.inž.geo., Valjevo - Srbija Viktor KOBJERSKI, dipl.inž.arh., Beograd - Srbija Dejan BOJOVIĆ, dipl.rud.inž., Beograd – Srbija
ODRŽAVANJE SAVETOVANJA SU POMOGLI / (SPONSORED BY): − − − − − − − − − − −
Ministarstvo prosvete, nauke i tehnološkog razvoja Republike Srbije Inženjerska komora Srbije Institut IMS a.d. Beograd SET d.o.o., Šabac Novkol d.o.o., Beograd G.T.M. d.o.o. Beograd BHL Projekt d.o.o. Beograd Geoput d.o.o. Beograd Hidrozavod DTD Novi Sad SLP d.o.o. Ljubljana - Slovenija Saobraćajni institut CIP d.o.o. Beograd
Slika na koricama: izgradnja temelja objekta postrojenja za prečišćavanje otpadnih voda grada Šapca (autor: SET d.o.o., Šabac)
V
SADRŽAJ CONTENTS Radovi po pozivu / Keynote Papers 1. 2. 3. 4.
N. Shimizu (Yamaguchi University, Tokiwadai, Ube, Japan) DISPLACEMENTS MONITORING USING SATELLITE TECHNOLOGY AS A TOOL FOR ASSESSING THE STABILITY OF THE GROUND .......................................1 I. Vrkljan (Građevinski fakultet Rijeka i GIH Zagreb - Hrvatska) KONTROLIRANO SPUŠTANJE OTVORENOG KESONA ZA STROJARNICU REVERZIBILNE HIDROELEKTRNE „VELEBIT“ ............................................................ 21 V. Jovičić, B. Volk (IRGO Consulting, Ljubljana-Slovenija) DESIGN OF THE SECOND TUBE OF KARAVANKE TUNNEL .....................................37 Vlatko Sheshov, Kosta Talaganov, Kemal Edip, Julijana Bojadzieva, Toni Kitanovski, Jordanka Chaneva (University „Sc Cyril and Methodius“, IZIIS - Skopje, Makedonija) SOIL LIQUEFACTION - FROM RESEARCH TO PRACTICE, LESSONS LEARNED ...53 Tematska oblast 1 / Topic 1 NORMATIVI – TEHNIČKI PROPISI U GRAĐEVINSKOJ GEOTEHNICI U SVETLU USAGLAŠAVANJA SA EN STANDARDIMA GEOTECHNICAL STANDARDS AND REGULATIONS
5.
K.Đoković, O.Mažibrada (Beograd - Srbija) POREĐENJE EN I SRPS STANDARD ZA GEOMEHANIČKU IDENTIFIKACIJU I KLASIFIKACIJU TLA ......................................................................................................... 69 Tematska oblast 2 / Topic 2 GEOTEHNIKA U PROJEKTOVANJU I IZVOĐENJU OBJEKATA INFRASTRUKTURE GEOTECHNICAL ASPECTS IN INFRASTRUCTURE
6. 7. 8.
D.Rakić, Z.Berisavljević, I.Basarić, M.Lazić, M.Stevanović (Beograd - Srbija) OPŠTI GEOTEHNIČKI USLOVI IZGRADNJE AUTOPUTA E-80 NIŠ-MERDARE, DEONICA: NIŠ - PLOČNIK I DEO ..................................................................................... 75 D.Rakić, Z.Berisavljević, I.Basarić, M.Lazić, M.Stevanović (Beograd - Srbija) OPŠTI GEOTEHNIČKI USLOVI IZGRADNJE AUTOPUTA E-80 NIŠ - MERDARE, DEONICA: NIŠ - PLOČNIK - II DEO ................................................................................. 83 D.Božović-Selaković, V.Cvijović (Beograd - Srbija) SANACIJA KLIZIŠTA „ZEOČKE KRIVINE“ NA DRŽAVNOM PUTU II A REDA BROJ 180 KLIZIŠTE IZMEĐU DVE SERPETINSKE OKRETNICE ................................93
VI 9.
10.
11. 12. 13.
B.Strezovski, B.Goševski (Skoplje - R. Makedonija) GEOTEHNICHKA ISTRAŽIVANJA, ISPITIVANJA I DIMENZIONIRANJE KOLOVOZNIH KONSTRUKCIJA O SANACII I REHABILITACII DRŽAVNOG PUTA ..................................................................................................................................... 101 N.Stanić, S.Ćorić, A.Tokin (Novi Sad, Beograd - Srbija) SLEGANJE I DOZVOLJENA NOSIVOST LANSIRNE GREDE DRUMSKOŽELEZNIČKOG MOSTA PREKO DUNAVA U NOVOM SADU – TEORIJA I PRAKSA ............................................................................................................................. 109 N.Čađenović, I.Maretić, L.Smolović, V.Blečić (Podgorica - Crna Gora) VRIJEDNOST PARAMETARA ČVRSTOĆE SMICANJA FLIŠNIH SEDIMENATA DUŽ PORTALNE KOSINE TUNELA JABUČKI KRŠ ....................................................... 115 D.Milošević, N.Šelović, M.Popović, Z.Žarković (Beograd - Srbija) PRIKAZ PROJEKTNOG REŠENJA TUNELA VELIKI KIK NA AUTOPUTU E-763, BEOGRAD - JUŽNI JADRAN ............................................................................................. 123 D.Milošević, N.Šelović, M.Popović, B.Jelisavac (Beograd - Srbija) PRIKAZ PROJEKTNOG REŠENJA SANACIJE ODRONA U NEMANJINOJ ULICI U LEBANU ........................................................................................................................... 129 Tematska oblast 3 / Topic 3 GEOTEHNIČKI ASPEKTI GRAĐENJA U URBANIM SREDINAMA GEOTECHNICAL ASPECTS OF CONSTRUCTION IN URBAN AREAS
14. Đ.Čerimagić, M.Kapor, S.Ademović, A.Skejić (Sarajevo - BiH) NUMERIČKO MODELIRANJE UTICAJA POLOŽAJA TRAKASTOG OPTEREĆENJA NA NOSIVOST ZIDA OD ARMIRANOG TLA .....................................139 15. M.Vukićević, M.Marjanović, V.Pujević, N.Obradović, S.Jocković (Beograd - Srbija) DESIGN OF FOUNDATIONS REHABILITATION OF FACULTY OF CHEMISTRY IN BELGRADE WITH ANALYSIS OF MEGA PILES CAPACITY ..................................147 Tematska oblast 4 / Topic 4 ISTRAŽNI RADOVI, KARAKTERISTIKE TLA I STENA, KARAKTERIZACIJA I KLASIFIKACIJA TERENA SITE INVESTIGATIONS, CHARACTERIZATION OF SOIL AND ROCK 16. B.Folić, N.Šušić, M.Ćosić (Beograd - Srbija) THE USE OF COMPUTERS IN DETERMINING THE PARAMETERS OF THE FUNCTIONS FOR LOESS SOIL ......................................................................................... 155 17. E.Angelova, J.Br.Papić, I.Peševski (Skoplje - R.Makedonija) PRIMER UTICAJA VISOKIH OPTEREĆENJA NA PROMENU GRANULOMETRIJSKOG SASTAVA GRUBOZRNOG MATERIJALA ..........................165 18. D.Berisavljević, V.Filipović, Z.Berisavljević, G.Hadži-Niković (Beograd - Srbija) ODREĐIVANJE UGLA SMIČUĆE ČVRSTOĆE PESKA PRIMENOM PENETRACIONIH OPITA SDMT I CRT ............................................................................ 171 19. S.Spasojević, M.Popović (Beograd - Srbija) ISKUSTVA U ALUVIJALNIM I MARINSKIM TROPSKIM SEDIMENTIMA PRIMENOM STATIČKOG PENETROMETRA (CPT-A) ................................................... 181
VII 20. S.Jocković, M.Vukićević (Beograd - Srbija) NOVA FORMULACIJA ZAKONA OJAČANJA U KONSTITUTIVNIM RELACIJAMA PREKONSOLIDOVANIH GLINA ............................................................. 187 21. N.Milev, J.Koseki (Sofija - Bugarska, Tokyo - Japan) SMALL-STRAIN BEHAVIOUR OF COHESIONLESS SOILS BY TRIAXIAL TESTS AND DYNAMIC MEASUREMENT METHODS ................................................... 197 Tematska oblast 5 / Topic 5 MODELI GEOMATERIJALA I NUMERIČKE METODE GEOTECHNICAL MATERIAL MODELS AND NUMERICAL METHODS 22. N.Milev (Sofija - Bugarska) IMPLEMENTATION OF A MACROELEMENT FOR CONSIDERATION OF THE SOIL - STRUCTURE INTERACTION EFFECT IN NONLINEAR SEISMIC ANALYSIS IN COMMERCIAL SOFTWARE .................................................................... 215 Tematska oblast 6 / Topic 6 PREDVIĐANJE I REZULTATI OSMATRANJA OBJEKATA–OPSERVACIONI METOD OBSERVATIONAL METHOD, PREDICTION AND MONITORING 23. M.Bogdanović, M.Stevanović, S.Bogdanović, I.Basarić (Beograd - Srbija) GEOTEHNIČKA KONTROLNA ISPITIVANJA NASIPA NA LOKACIJI OBJEKATA ROBNE KUĆE IKEA U BEOGRADU ........................................................... 229 24. M.Trifković, Ž.Nestorović (Subotica, Kladovo - Srbija) STATISTIČKE HIPOTEZE I PARAMETRI KVALITETA U DEFORMACIONOJ ANALIZI GEODETSKIM MERENJIMA ............................................................................ 237 Tematska oblast 7 / Topic 7 POBOLJŠANJE TLA, ARMIRANJE, INJEKTIRANJE, DRENAŽE I DRUGO SOIL AND ROCK IMPROVEMENT 25. N.Božović, M.Krstić, K.Božić-Tomić, M.Brekić, M.Drobnjaković (Beograd - Srbija) PRIMENA ZAMENE MATERIJALA ZA SANACIJU NESTABILNOSTI U PUTNOJ INFRASTRUKTURI ............................................................................................................. 241 26. M.Bišćan, I.Matković, D.Seletković, D.Seletković (Zagreb, Samobor - Hrvatska) PRIMJENA EKSPANDIRAJUĆIH SMOLA U POBOLJŠANJU TEMELJNOG TLA OBJEKATA ........................................................................................................................... 249 Tematska oblast 8 / Topic 8 DUBOKI ISKOPI I TUNELI DEEP EXCAVATIONS AND TUNNELS 27. M.Vasić, M.Đogo (Novi Sad - Srbija) SOME ASPECTS OF TUNNEL CONSTRUCTION IN THE FRUŠKA GORA MOUNTAIN ......................................................................................................................... 259
VIII 28. Ž.Žugić, M.Mladenović (Beograd - Srbija) PROJEKAT ZAŠTITE ISKOPA I NASIPANJA ZA POTREBE IZRADE NOVOG UNIVERZITETSKOG KOMPLEKSA U TEKELIJU, KAZAHSTAN ................................269 29. S.Maraš-Dragojević (Beograd - Srbija) 3D MKE ANALIZA POMERANJA U TLU USLED IZGRADNJE PLITKOG TUNELA ..275 Tematska oblast 9 / Topic 9 STABILNOST KOSINA I KLIZIŠTA SLOPE STABILITY AND LANDSLIDES 30. M.Janković, I. Vujović, V.Budimir (Beograd - Srbija, Zagreb-Hrvatska) SANACIJA NESTABILNIH KOSINA NA PRUZI BEOGRAD - VRBNICA, DEONICA: RESNIK – VALJEVO ....................................................................................... 283 31. Z.Berisavljević, L.Čaki, D.Rakić, G.Hadži-Niković, D.Berisavljević (Srbija - Beograd) ANALIZA STABILNOSTI KOSINA U BLOKOVSKI IZDELJENOJ STENSKOJ MASI ..................................................................................................................................... 289 32. N.Davidović, Z.Bonić, V.Prolović, E.Zlatanović, N.Romić (Niš - Srbija) STABILIZACIJA KOSINA NA AUTOPUTU E-75, DEONICA: GORNJE POLJE CARIČINA DOLINA - POTPORNA KONSTRUKCIJA NA MIKROŠIPOVIMA .............299 33. N.Krstivojević (Valjevo - Srbija) SANACIJA KLIZIŠTA KOD MANASTIRA RIBNICA U SELU PAŠTRIC KOD MIONICE .............................................................................................................................. 307 34. M.Vučinić, M.Vučinić (Podgorica - Crna Gora) PRINCIPI I PRAVILA SANACIJE KLIZIŠTA .................................................................... 317 35. D.Zlatkov, S.Zdravković, A.Zorić (Niš - Srbija) INŽENJERSKO - GEOLOŠKI ASPEKTI FENOMENA KLIZIŠTA ...................................327 36. A.Ibrahimović, K.Mandžić (Tuzla - BiH) THE IMPACT OF LANSLIDES WITH GREAT MAGNITUDE OF OCCURRENCE ON URBANIZATION, STATE ASSESSMENT AND VULNERABILITY OF THE SETTLEMENTS ................................................................................................................... 335 37. Z.Radić, Z.Radić (Beograd - Srbija) KARAKTERISTIČNI TIPOVI SANACIJA KLIZIŠTA NA PUTEVIMA U SRBIJI IZVEDENIH TOKOM 2016 ................................................................................................. 345 38. G.Hadži-Niković (Beograd - Srbija) VEROVATNOĆA LOMA I ANALIZA RIZIKA U OCENI STABILNOSTI PADINA I KOSINA .............................................................................................................................. 353 39. K.Božić-Tomić, N.Šušić, M.Prica, K.Đoković (Beograd - Srbija) ECONOMIC ANALYSIS OF PROJECT SOLUTIONS FOR LANDSLIDE REPAIR WITH EFFECTS OF ADDITIONAL COLLAPSING OF SOIL .......................................... 363 40. Z.Tomanović, S.Živaljević, B.Miladinović (Podgorica - Crna Gora) SANACIJA KLIZIŠTA „MARKOVIĆI“ .............................................................................. 377
IX Tematska oblast 10 / Topic 10 HIDROTEHNIČKI NASIPI I NASUTE BRANE FLOOD PROTECTION DYKES AND EARTH AND ROCKFILL DAMS 41. N.Đurić, J.Milić, D.Đurić, M.Perišić (Bijeljina - R.Srpska - BiH, Beograd - Srbija) ISTRAŽIVANJE LOKACIJA TERENA ZA POZAJMIŠTE MATERIJALA RADI SANACIJE ODBRAMENIH NASIPA RIJEKA BOSNE I SAVE KOD ŠAMCA ...............385 42. I.Ivanov, N.Kerenchev, L.Mihova (Sofija - Bugarska) CONSOLIDATION ANALYSIS OF THE SAMUILOVO EARTH DAM ...........................393 43. Ž.Smiljkovic, A.K.Dhawan (Beograd-Srbija, Delhi-India) KUTTIYADI IRRIGATION PROJECT INDICATIVE ANALYSIS ON FUNDAMENTAL STRUCTURAL PROBLEMS ................................................................ 405 Tematska oblast 11 / Topic 11 ŠIPOVI, DIJAFRAGME I DRUGE TEHNOLOGIJE FUNDIRANJA PILES, DIAPHRAGM WALLS AND OTHER FOUNDATION METHODS 44. S.Ćorić, D.Rakić, G.Hadži-Niković, I.Basarić ( Beograd - Srbija) BOČNA NOSIVOST ŠIPOVA OPTEREĆENIH HORIZONTALNIM SILAMA ...............421 45. S.Gjorgjevski, B.Susinov, S.Abazi, J.Br.Papić (Skoplje - R.Mskedonija) PROBNO OPTEREĆENJE I NOSIVOST ŠIPOVA ф 1200 IZLOŽENIM SILAMA DO 9000 kN ........................................................................................................................... 433 46. D.Berisavljević, V.Filipović, S.Ćorić, D.Rakić (Beograd - Srbija) ANALIZA BOČNO OPTEREĆENIH ŠIPOVA PRIMENOM REZULTATA DMT OPITA .......................................................................................................................... 439 47. I.Vasić, M.Jovanović, D.Jevtić, N.Ninković (Novi Sad - Srbija) ZAŠTITA GRAĐEVINSKE JAME KONSTRUKCIJOM TIP „GRADITELJ NS“ SA SNIŽAVANJEM NPV NA LOKACIJI NAUČNO-TEHNOLOŠKOG-PARKA U NOVOM SADU ................................................................................................................ 447 48. A.Špago, A.Obad, T.Nikolić (Mostar, Zenica, Sarajevo - BiH) OPTIMALIZACIJA FAKTORA STABILNOSTI KOD VISOKIH POTPORNIH ZIDOVA ................................................................................................................................ 455 49. R.Folić, A.Liolios (Novi Sad - Srbija, Xanthi - Grčka) APPLICATION INCLINED PILES IN SEISMIC PRONE AREA, USEFUL OR NOT? .....461 50. B.Folić, Đ.Lađinović, S.Sedmak, A.Liolios (Beograd, Novi Sad - Srbija, Xanthi-Grčka) COMPARATIV NONLINEAR ANALYSIS SOIL-PILE INTERACTION 2D FRAME .....473 51. B.Folić, A.Liolios, K.Liolios (Beograd - Srbija, Xanthi - Grčka, Sofia - Bugarska) EFFECTS OF HORIZONTAL INTERACTION ON REDISTRIBUTION OF FORCES OF PILES IN A GROUP ....................................................................................... 485 52. M.Ivetić, M.Ivetić, M.Hranisavljević, V.Lazarević, A.Kiković, D.Božić (Beograd - Srbija) PRIKAZ FUNDIRANJA OBJEKATA I FAZE PROJEKTA „BEOGRAD NA VODI“ .......497
X Tematska oblast 12 / Topic 12 GEOTEHNIKA SAOBRAĆAJNICA: PUTEVI, ŽELEZNICE I AERODROMI GEOTECHNICAL ASPECTS OF ROADS, RAILWAYS AND AIRPORTS 53. O.Petkovski, V.Angelov (Skoplje - R.Makedonija) ZNAČENJA DISKONTINUITETA PRI PROJEKTOVANJU LINIJSKIH OBJEKATA ....507 Tematska oblast 13 / Topic 13 DEPONIJE ČVRSTOG OTPADA, EKOLOŠKI ASPEKTI GEOTEHNIKE ENVIRONMENTAL GEOTECHNICS, SOLID WASTE DISPOSAL 54. D.Rakić, I.Basarić, J.Janković, S.Bogdanović, T.Đurić (Beograd - Srbija) ZNAČAJ GEOTEHNIČKIH ISTRAŽIVANJA KOD IZGRADNJE OBJEKATA NA KOMUNALNOJ DEPONIJI - PRIMER TRANSFER STANICE „PRELIĆI“ U ČAČKU ..513 55. S.Pejović (Beograd - Srbija) GEOTEHNIČKI USLOVI REKONSTRUKCIJE PRUGE BEOGRAD CENTAR BATAJNICA ......................................................................................................................... 523 Tematska oblast 14 / Topic 14 MIKROZONIRANJE I SEIZMIČKI RIZIK SEISMIC MICROZONING AND SEISMIC RISK 56. S.Zdravković, D.Zlatkov, K.Medar, N.Janković (Niš - Srbija) ODREĐIVANJE SEIZMIČKOG RIZIKA SA ASPEKTA MIKROREJONIZACIJE TERENA ............................................................................................................................... 531 57. A.Liolios, K.Liolios, B.Folić, K.Georgiev, I.Georgiev (Xanthi - Grčka, Sofia - Bugarska, Beograd - Srbija) DYNAMIC SOIL-PIPELINE INTERACTION INDUCED BY HIGH-SPEED TRAFFIC UNDER ENVIRONMENTAL EFFECTS: TWO COMPUTATIONAL APPROACHES ....541 Tematska oblast 15 / Topic 15 OSTALE TEME OTHER TOPICS 58. M.Balabušić, R.Radulović (Herceg Novi, Budva - Crna Gora) NUMERIČKA ANALIZA WINKLEROVOG MODELA ZA TEMELJNU GREDU ..........551 59. T.Nikolić, A.Špago, S.Huseinbašić (Sarajevo, Mostar - BiH) USPOSTAVLJANJE SISTEMA ZA RANO UPOZORAVANJE OD PRIRODNIH NEPOGODA KOJE INICIRAJU NASTANAK POPLAVA I KLIZIŠTA ...........................557 60. T.Roje-Bonacci (Split - Hrvatska) HIDROTEHNIČKI SUSTAV OROVILLE, FEBRUAR, 2017. ............................................ 565 61. R.Babić, L.Babić (Beograd, Kosovska Mitrovica - Srbija) SOME ASPECTS OF DYNAMIC TRAIN - TRACK INTERACTION IN PLANNING HIGH SPEED RAILWAY ROUTES ............................................................... 573 62. D.Bojović,V.Kobjerski,V.Gašić (Beograd - Srbija) GRAĐEVINSKI OTPAD ...................................................................................................... 581
XI PREDGOVOR / (FOREWORD) Raznolikost geotehničkih uslova u našoj zemlji i socioekonomski odnosi u društvu, kao i položaj naše zemlje u svetu poslednjih godina, doveli su do zaostajanja za razvijenijim zemljama sveta u oblasti građevinske geotehnike. Zbog toga postoji potreba da se rezimiraju dosadašnji rezultati i dostignuća u ovoj važnoj oblasti u širokom spektru segmenata i to od metoda primenjenih geotehničkih terenskih istražnih radova, laboratorijskih ispitivanja, primene savremenih teorijskih i numeričkih postupaka, metodologije analize i projektovanja, kao i u oblasti praktične građevinske operative. Uspešno održana savetovanja o geotehničkim aspektima građevinarstva (prvo Savetovanje na Kopaoniku 2005. godine, drugo i peto Savetovanje u Sokobanji 2007. i 2013. godine, treće i četvrto Savetovanje održano na Zlatiboru 2009. i 2011. godine i šesto u Vršcu 2015. godine) podstaklo je Savez građevinskih inženjera Srbije (SGIS) da zajedno sa Srpskim društvom za mehaniku tla i geotehničko inženjerstvo, Institutom IMS i SET d.o.o. Šabac, uz podršku Ministarstva prosvete, nauke i tehnološkog razvoja Republike Srbije, organizuje sedmo Savetovanje sa istom osnovnom tematikom. Osnovni cilj Savetovanja je razmena iskustva stručnjaka različitih profila i specijalnosti koji se bave geotehnikom. Savetovanje treba da ukaže na glavne pravce razvoja ove struke koji bi odgovarali uslovima i potrebama u ovoj fazi izgradnje naše zemlje i regiona. Pored toga, to je prilika da se razmotri i stanje naše regulative u ovoj oblasti i potrebe njenog usaglašavanja sa najnovijim internacionalnim i evropskim standardima. Zbornik radova sa sedmog Savetovanja sadrži ukupno 62 rada koje je Programski odbor nakon pregleda prihvatio za izlaganje na Savetovanju. Na početku Zbornika štampano je ukupno 4 rada po pozivu istaknutih stručnjaka, a ostali radovi su razvrstani u ukupno 15 tematskih grupa koje obuhvataju praktično sve aspekte geotehnike, i to: 1. 2. 3. 4. 5. 6. 7. 8. 9. 10. 11. 12. 13. 14. 15.
NORMATIVI – TEHNIČKI PROPISI U GRAĐEVINSKOJ GEOTEHNICI U SVETLU USAGLAŠAVANJA SA EN STANDARDIMA GEOTEHNIKA U PROJEKTOVANJU I IZVOĐENJU OBJEKATA INFRASTRUKTURE GEOTEHNIČKI ASPEKTI GRAĐENJA U URBANIM SREDINAMA ISTRAŽNI RADOVI, KARAKTERISTIKE TLA I STENA, KARAKTERIZACIJA I KLASIFIKACIJA TERENA MODELI GEOMATERIJALA I NUMERIČKE METODE PREDVIĐANJE I REZULTATI OSMATRANJA OBJEKATA, OPSERVACIONI METOD POBOLJŠANJE TLA, ARMIRANJE, INJEKTIRANJE, DRENAŽE I DRUGO DUBOKI ISKOPI I TUNELI STABILNOST KOSINA I KLIZIŠTA HIDROTEHNIČKI NASIPI I VISOKE BRANE ŠIPOVI, DIJAFRAGME I DRUGE TEHNOLOGIJE FUNDIRANJA GEOTEHNIKA SAOBRAĆAJNICA: PUTEVI, ŽELEZNICE I AERODROMI DEPONIJE ČVRSTOG OTPADA, EKOLOŠKI ASPEKTI GEOTEHNIKE MIKROZONIRANJE I SEIZMIČKI RIZIK OSTALE TEME
SGIS zahvaljuje ovim putem preduzećima i institucijama koje su pomogle održavanje ovog Savetovanja. SGIS takođe zahvaljuje članovima Organizacionog odbora i Programskog odbora kao i autorima radova na uloženom trudu i njihovom stvaralačkom radu u pripremi radova. Nadamo se i želimo da sedmo savetovanje SGIS o geotehničkim aspektima građevinarstva bude plodonosno i da se svi učesnici vrate u svoju sredinu obogaćeni novim saznanjima i kolegijalnim poznanstvima. EDITOR: Emeritus Prof.dr Radomir Folić, Novi Sad Beograd, oktobar 2017. TEHNIČKI UREDNIK: Dr Aleksandar Đukić, Beograd
XII
1 624.131.32:550.814 Izvorni naučni članak
DISPLACEMENT MONITORING USING SATELLITE TECHNOLOGY AS A TOOL FOR ASSESSING THE STABILITY OF THE GROUND Norikazu Shimizu Department of Civil and Environmental Engineering, Yamaguchi University, Ube, Japan
ABSTRACT Monitoring is important for assessing the stability of ground and for confirming the validity of the design during the construction and operation of structures. The ideal monitoring system for projects in Geotechnical Engineering would be able to monitor the behavior of small to extensive areas continuously and automatically with high accuracy. In addition, the costs should be low and the handling should be easy. The satellite technology has the potential to realize the above monitoring system. In this paper, the concept of spatio-temporal continuous displacement monitoring is introduced at first. The use of both satellite technologies and geotechnical instruments is effective for Geotechnical monitoring. Practical applications of GPS and DInSAR for monitoring an unstable steep slope, a large landslide, a slope movement due to tunnel excavations, land subsidence and ground movements due to an earthquake are presented. KEYWORDS: displacement monitoring, GPS, DInSAR, slope stability, subsidence
1.
INTRODUCTION
Monitoring is important for assessing the stability of structures and for confirming the validity of the design during the construction and operation of structures. Monitoring is also useful for predicting risks, for managing safe operations, and for reducing project costs. The ideal monitoring system for projects in Geotechnical Engineering should be able to continuously and automatically monitor the behaviour of small to extensive areas with high accuracy. In addition, the costs should be low and the handling should be easy. There are various types of instruments for taking field measurements in Geotechnical Engineering: extensometers, inclinometers, etc. Although they are useful, these instruments may not be adequate for monitoring large slopes or extensive areas because they can only be applied to limited areas.
2
On the other hand, satellite technologies, GPS (Global Positioning System) and DInSAR (Differential Interferometric Synthetic Aperture Radar), are capable of overcoming the above problems, since those technologies can be applied to monitor the displacement of the ground and structure surfaces over large areas. This paper describes spatio-temporal continuous displacement monitoring that can be realized by using both satellite technologies and geotechnical instruments at first. After outlining displacement monitoring using GPS and DInSAR, practical applications for monitoring an unstable steep slope, a large landslide, a slope movement due to tunnel excavations, large-area subsidence, and ground displacements due to an earthquake are illustrated. 2. SPATIO-TEMPORAL CONTINUOUS DISPLACEMENT MONITORING Figure 1(a) shows a schematic diagram of the relationship between the measurement accuracy and the size of a monitoring area expressed by the representative length. The applicable ranges of geotechnical instruments and the conventional surveying methods are illustrated in this figure. It can be seen that there is a gap in accuracy between the two methods. GPS could cover this gap. In addition, DInSAR is able to expand the validity of displacement monitoring to huge areas. Looking at the relative accuracies of those methods, they are almost the same as about 10-5 to 10-6 order, i.e., 0.1 mm (accuracy) /100m (range) for geotechnical instruments, a few mm/1 km for GPS, and several cm/10 km for DInSAR. This means that the displacements of areas from small to large (a few square meters to more than thousands of square kilometres) can be measured with the same accuracy by applying geotechnical instruments and satellite technologies (GPS and DInSAR), i.e., spatially continuous (spatio-continuous) monitoring." On the other hand, Fig. 1(b) shows a diagram of the relationship between the measurement interval and the size of a monitoring area. Geotechnical instruments can measure displacements at any interval. In the case of GPS, the interval of the measurements is usually at least an hour when the baseline length is within one kilometre. However, since new sensors and methods are presently being developed, the measurement interval will be only a few minutes or even a second with mm to cm accuracy in the future. In the case of DInSAR, the interval of the measurements depends on the satellite orbital period (the interval of the satellite revisiting the same place in the orbit). It is usually a few days to a few weeks. Although there may still be a limitation in the measurement interval for extensive areas, spatio-temporal continuous displacement monitoring can be realized through the use of satellite technologies and geotechnical instruments.
3
(a) Measurement accuracy and measurement (b) Measurement interval and measurement length length Fig. 1 Spatio-temporal continuous monitoring using geotechnical instruments and satellite technologies.
3. OUTLINES OF DISPLACEMENT MONITORING USING SATELLITE TECHNOLOGIES 3.1 Displacement monitoring using GPS GPS is a satellite-based positioning system developed in the USA. It was established as a method for navigation and long baseline surveys (e.g., Hofmann-Wellenhof et al., 2001; Misra and Enge, 2006). The advantage of GPS is that it can easily provide three-dimensional displacements with mm accuracy over extensive areas. A GPS displacement monitoring system using an L1 signal was developed by the author and his colleagues, as illustrated in Fig. 2 (Iwasaki et al., 2003; Masunari et al., 2003; Shimizu and Matsuda, 2002; 2003). Sensors, composed of an antenna and a terminal box, are set on measurement points and a reference point. They are connected to a control box into which a computer, a data memory, and a network device are installed. The data emitted from the satellites are received at the sensors and then transferred to the control box through cables. The server computer, which is located in an office away from the measurement area, automatically controls the entire system to acquire and then analyse the data from the control box. Then, three-dimensional displacements are obtained for all the monitoring points. The monitoring results are provided to users on the web through the Internet in real time. A user only needs to access the home page to see the monitoring results. The most important issue in the practical use of GPS is how to improve the measurement accuracy. The author and his colleagues have proposed methods for removing errors and for estimating the real values of the measurements. Those methods succeeded in providing measurement results that are a few times higher in accuracy than the standard GPS (Shimizu et al., 2011). The procedure has been approved as the ISRM suggested method for “Monitoring Rock Displacements Using the Global Positioning System” (Shimizu et al., 2014).
4
Fig. 2 GPS displacement monitoring system.
Fig. 3 Synthetic Aperture Radar.
3.2 Displacement monitoring using DInSAR SAR is a radar device mounted on an aircraft or artificial satellite that generates high resolution remote sensing imagery all day and night (Hanssen, 2002). Interferometric SAR (InSAR) is a method for taking the signal phase changes (interference) from two scenes of SAR data, which are observed in the same area during different periods, by exploiting repeated orbits of the satellite (see Fig. 3). Differential Interferometric SAR (DInSAR) is the commonly used term for the production of interferograms from which the topographic influence has been removed (Ferretti et al., 2007). The advantage of DInSAR is that it can provide centimetre-scale displacements of the surface of the Earth (i.e., changes in length between the radar and the ground surface) over vast areas of thousands of square kilometres with a spatial resolution of 3-30 m. In order to obtain the displacements, appropriate software for the processing system is required. 3.3 Comparison of GPS and DInSAR The features of GPS and DInSAR are compared in Table 1. GPS can continuously monitor three-dimensional displacements at certain points 24 hours a day with mm accuracy, whereas DInSAR can take one-dimensional displacement measurements of much greater areas usually once every few days/weeks with cm accuracy in spatial resolution areas of 3-30 m. Therefore, GPS and DInSAR are complementary to each other.
Required devices for user
Table 1. GPS and DInSAR GPS Receivers
Observable displacements
Point(s)
Continuous monitoring Dimension of measurements Accuracy
Every hour, or shorter periods; available 24 hours 3-dimensional mm level Boldface: advantages
DInSAR Not necessary Entire areas (3-30 m spatial resolution) Periodic: every few days/weeks 1-dimensional cm level
5
4.PRACTICAL APPLICATIONS OF GPS TO DISPLACEMENT MONITORING 4.1 Unstable steep slope The GPS displacement monitoring system (see Fig. 2) is applied to monitor the displacements of an unstable steep slope along a road. Since local slope failures have occurred several times over the last 20 years, displacement monitoring has been conducted by borehole inclinometers and surface extensometers. Some of the instruments, however, have occasionally not worked well due to large displacements, and it has been difficult to perform the monitoring continuously. In order to overcome such trouble, the GPS monitoring system has been applied for continuous monitoring (Furuyama et al., 2014). 4.1.1 Monitoring site Fig. 4(a) presents photographs of a slope and monitoring area. The slope is composed of mainly tuff and sandstone, and its bedrock is granite. The surface is covered with a colluvial deposit. The left side of the slope, as seen in the photograph in Fig. 4(a), has been gradually failing over the last 20 years, and a concrete rock-shed tunnel has been constructed to cover the road and to protect it. Two antennas were set at the top of the slope to monitor displacements, and another antenna was set at a fixed point in a stable area as a reference point, denoted by K-1, beneath the slope. The monitoring points, denoted as G-1 and G-2, were set on the left and right sides of the slope, respectively (see Fig. 4(b)). The distance between monitoring point G-1 and reference point K-1 was 221 m, while that between monitoring point G-2 and the reference point was 258 m. The differences in height between the two points and the reference point were 103 m and 112 m, respectively. sensor G-2
sensor
G-１
G-１
3
G-2
(a) Slope and monitoring area (b) GPS sensors at G-1 and G-2 Fig. 4 Monitoring site and slope beside road
6
4.1.2 Monitoring results Three-dimensional displacements were continuously measured every hour. The monitoring results at G-1 are shown along with the hourly amount of rainfall in Fig. 5. Small displacements of less than 2-3 mm/month were generated at G-1 during the low rainfall period from March to early June. Whenever heavy rain fell from July to October, the displacement gradually increased. Eventually, it reached 355 mm in the north direction, 234 mm in the west direction, and 137 mm in settlement by the end of October. However, displacements at G-1 gradually converged and became stable after this rainfall period. On the other hand, no remarkable displacements were measured at G-2 in this period. This means that the right-hand side of the slope is more stable than the left-hand side. Figure 6(a) shows the displacement vectors in the plan view of the slope, while Figs. 6(b) and 6(c) show the vertical sections including G-1 and G-2, respectively. Both directions of vectors for G-1 and G-2 almost coincided with the steepest direction of the slope in the plan view. The direction of the displacement at G-1 was toward the front of the slope in the vertical section until the middle of August. After heavy rainfall at the end of August and early September, the direction changed to be parallel to the slip plane of the slope, and it was toward the front of the slope again after the last large displacement of October 23. On the other hand, the direction of the displacement at G-2 is parallel to the slip plane at the top of the slope in the vertical section. 6/7 31/8
19/6
19/04/13
28/05/13
06/07/13
14/08/13
3/9
22/09/13
23/10
31/10/13
09/12/13
60 50 40 30 20 10 0 17/01/14
Rainfall(mm/hour)
Latitude(mm)
σ=1.6(mm)
500 400 300 200 100 0 -100 11/03/13
100 0 -100 -200 -300 -400 -500
σ=2.0(mm)
11/03/13
19/04/13
28/05/13
06/07/13
14/08/13
22/09/13
31/10/13
09/12/13
60 50 40 30 20 10 0
Rainfall(mm/hour)
Longitude(mm)
(a) Displacement in direction of latitude
17/01/14
100 0 -100 -200 -300 -400 -500
11/03/13
19/04/13
28/05/13
06/07/13
14/08/13
22/09/13
(c) Settlement Fig. 5 Displacements at G-1.
31/10/13
09/12/13
60 50 40 30 20 10 0
Rainfall(mm/hour)
Height(mm)
(b) Displacement in direction of longitude σ=4.5(mm)
17/01/14
7
0 200 Displacement [mm]
(a) Plan view 23/10 17/1
200mm
3/9
11/3
200mm Colluvial deposite
Tuffaceous sandstone
6/9
11/9
Welded tuff
11/3
17/1
Colluvial deposite
Slip plane Granite
Slip plane 0m
Granite 0m
50m
(b) Section A-A’ Fig. 6
50m
100m
100m
(c) Section B-B’ Transitions of displacement vectors.
Level 1
Displacement > 10 mm/day
One lane of the road is closed
Level 2
Displacement > 20 mm/day
Both lanes of the road are closed
Displacement velocity (G1)
500 400
50 40
Displacement (G1)
300
30
200
Criteria Level 2: 20mm/d
20
100
Criteria Level 1: 10mm/d
10
0 -100 23/08/13
0 02/09/13
12/09/13
22/09/13
02/10/13
12/10/13
22/10/13
Fig. 7 Displacement and velocity (mm/h) at G-1.
01/11/13
-10
Displacement velocity (mm/day)
Total displacement (mm)
Table 2. Criteria for assessing the stability Criteria Safety Measure
8
4.1.3 Assessments Regulations (criteria) for traffic safety along this road have been given in Table 2. When the displacement velocity (mm/day) is beyond 10 mm/day and the total amount of continuous rainfall exceeds 100 mm, one lane of the roadway is temporarily closed. And when the displacement velocity is over 20 mm/day and the total amount of continuous rainfall exceeds 200 mm, both lanes of the road are temporarily closed. Fig. 7 shows the velocity of the displacement obtained from the monitored displacement. During this period, the road was closed a few times. The GPS monitoring results are seen to have provided effective information for managing traffic safety, by comparing them with the above criteria. 4.2 Landslide with a high velocity A landslide occurred in a portion of a hill covered with snow located in the north-west part of Japan a few days after the temperature suddenly increased. The mass was 500 m in length, 150 m in width, and 20 m in depth, and moved down with a high velocity, namely, a maximum value of 20 m per day, to an alluvial fan with a village. The GPS displacement monitoring system was applied to continuously monitor the movement in order to issue an evacuation advisory or to give orders to the local residents (Tosa et al., 2014). 4.2.1 Monitoring site The upper and lower areas of the hill are composed of mainly unconsolidated conglomerate and massive mudstone, respectively. The mass of the slope moved down along the ground surface (alluvial fan) with an inclination of only 2 degrees (Fig. 8). The landslide occurred on March 7, 2012. In order to monitor such a mass movement, the total station was used immediately after the movement began at the points denoted by T1 and T4 in Fig. 9. A drainage system using surface drains and boring was applied to drain water from the landslide area after March 11 together with countermeasures consisting of concrete blocks to resist the movements. However, the velocity of the movement was still large, and thus, some other system, available for continuously monitoring 24 hours a day, was required for obtaining displacements in real time to protect the local area and its residents from damage and injury. For this purpose, the GPS displacement monitoring system was installed on March 14 and 15, one week after the occurrence of the movement. The four monitoring points, G-1 to G-4, were set on the inside of the landslide area (Fig. 9) and the other points were set on the outside of the area. A reference point was fixed 200 m north of the landslide area.
9
Original area (Length: 500 m, Width: 150 m) 500m 150m
Fig. 8 Landslide with a high velocity (Tosa et al., 2014)
4.2.2 Monitoring results The trace of the horizontal displacements at T-1 and T-4 by the total station and at G-1, G-2, G-3, and G-4 by GPS are presented in Fig. 9. The displacement velocity of the upper area of the slope rose to the maximum on March 9 to 13, and it reached 20 m/day from March 11 to 12. The toe of the lower area of the slope moved down 100 m during the 15-hour period from 16:00 on March 8 to 7:00 on March 9. Figure 10 shows the monitoring results at G-4 by GPS. It is found that the landslide movement became slow after March 20 and almost converged until March 23. Although the total amount of the movement of the toe of the slope reached about 250 m and the landslide crushed several houses, there were no injuries to the residents themselves due to the evacuation advisory issued by referring to the monitoring results.
10
Lower block Bottom of upper block Trans-accumulation area Upper block
Semi-moving domain Bottom of moving domain
Trans-accumulation area Measured displacement Thick lines: From Mar.15, 17:00 Total Station
GPS
Thin lines: Until Mar.15, 17:00
Displacement [m]
Fig. 9: Plan view of landslide area and trace of displacements at Monitoring points (Tosa et al., 2014)
15 10
Latitude Longitude Height
5 0 -5 -10 3/16/2012
3/18/2012
3/20/2012
3/22/2012 Date (m/d/y)
3/24/2012
3/26/2012
Fig. 10 Displacement monitoring results at G-4
4.3 Slope movements due to tunnel excavations When a tunnel is constructed in a landslide area, the excavations may induce the instability of nearby slopes. The stability of the slope around the tunnel entrance is one part that requires great care during the tunnel construction. In order to monitor the stability of a slope above tunnels, due to tunnel excavations, the GPS monitoring system was applied (Hirano et al., 2011).
11
Landslide block
Line 1 tunnel
Line 2 tunnel
Fig. 11 Tunnels constructed beneath landslide slope after completion (courtesy of Shimizu Corp.)
4.3.1 Monitoring site The slope is composed of metamorphic diabase, schalstein, serpentinite, etc., and covered with colluvial deposits. Since landslide movement had been continuing for a long time, counter-measure works had been completed to reduce the slope displacement and to make the slope stable before the tunnel construction. Two tunnels, “line 1” and “line 2”, were constructed just beneath the landslide slope (Fig. 11). Five measurement points for GPS displacement monitoring, G-1 to G-4 and G-13, were set on the main block of the landside. The reference point was located on a stable ground about 400 m away from the slope. The epoch interval and the session length were 30 seconds and 1 hour, respectively. 4.3.2 Monitoring results The three-dimensional displacements were automatically and continuously monitored for about four years including the tunnel excavation period for the main landslide block (November 2004 to May 2005), as shown in Fig. 12. The displacements of all the measurement points, except G-1 located out of the landslide block, increased as the “line 1” tunnel was approaching. The “line 2” tunnel did not affect the displacement behavior of the slope much in comparison to the “line 1” tunnel. Figure 13 shows the transition in the displacement vectors in the plane view and in the vertical section. The three-dimensional displacements over the extensive area of the slope could be continuously and clearly monitored in relation to the tunnel excavations. Therefore, it is easy to recognize how tunnel excavations influence landslide behavior and how slopes become stable after tunnels are constructed to pass through such areas.
12
Excavation period of the “line 1” Excavation period of the “line 2” tunnel under the slope tunnel under the slope
North↑ 50
Latitude (mm)
0 -50 -100 -150
South↓-200
G-1
G-2
G-3
G-4
G-13
Jan/2004
Jul/2004
Jan/2005
Jul/2005
Jan/2006
Jul/2006
Jan/2007
Jul/2007
Jan/2007
Jul/2007
Jan/2007
Jul/2007
(a) East↑ 200 G-1
G-2
G-3
G-4
Longitude (mm)
150 100
G-13
50 0
Excavation period of the “line 1” Excavation period of the “line 2” tunnel under the slope tunnel under the slope
West↓ -50 Jan/2004
Jul/2004
Jan/2005
Jul/2005
Jan/2006
Jul/2006
(b)
Height (mm)
up↑
Excavation period of the “line 1” Excavation period of the “line 2” tunnel under the slope tunnel under the slope
50 0 -50 -100 -150
G-1
G-2
G-3
G-4
G-13
-200
down↓ Jan/2004
Jul/2004
Jan/2005
Jul/2005
Jan/2006
Jul/2006
(c)
Fig. 12 Measurement results of displacements on a landslide slope due to tunnel excavations (Hirano et al., 2011)
13
A
A
A
Tunnel face 100 mm
100 mm
A A
A
100 mm
A
100 mm
A A
100 mm
A
100 mm
A
(a) Plan view
(b) Vertical section Fig. 13 Displacement vectors on a landslide slope due to tunnel excavations (Hirano et al., 2011)
14
The tunnel was successfully constructed by the observational procedure. The length and the spaces for the rock bolts installed from the tunnel face and the timing of the invert-closure were determined based on the measurement results, including the slope surface displacements monitored by GPS. Other applications of GPS displacement monitoring are reviewed in a reference (Shimizu and Nakashima, 2017) 5. PRACTICAL APPLICATIONS OF DINSAR TO DISPLACEMENT MONITORING 5.1 Land subsidence DInSAR was applied to monitor land subsidence over an extensive area. A time series analysis of the SAR data, which is generally called Multi-Temporal DInSAR, was conducted (Yastika and Shimizu, 2016). 5.1.1 Monitoring site The monitoring site is Semarang City (Fig. 14) located in the north of Java Island, Indonesia. It is the capital and the largest city of the province of Central Java, and has an area of 373.70 square kilometres.
Fig. 14 Semarang City, Indonesia (Google Earth image, 2015)
Fig. 15 Map of land subsidence from Jan 2007 to Dec 2010.
5.1.2 Monitoring results Multi-Temporal DInSAR was applied to 23 scenes observed by ALOS-PALSAR, a satellite-based SAR operated by Japan, from 2006 to 2011. Figure 15 shows a map of the subsidence distribution from January 2007 to December 2010. It was found that the subsidence increased from the southwest area to the northeast
15
area. Around the northeast area and the coastal area, large subsidence, with a range of 200-320 mm, was observed over 4 years and is denoted by the yellow to dark orange area on the map. In the northwest area, the subsidence was observed at a lower rate of about 20-80 mm over 4 years and is represented by the blue to green area on the map. The area of dark purple mixed with light purple is mainly the centre part of Semarang. The maps in Fig. 16 show the transition of subsidence during this period. Semarang has three main lithologies, namely, volcanic rock, sedimentary rock, and alluvial deposits distributed from south to north (Abidin et al., 2012). The northern part of the Semarang area is covered with Kali Garang deltaic alluvium up to a depth of 80 to 100 m in the coastal area. Aquifers are found at depths ranging from 30 to 80 m in this alluvium. The northern part of Semarang near the seashore is composed of very young alluvium with high compressibility (Kuehn et al., 2009). This is one reason why the land subsidence in the north part of Semarang seems to be larger than in other parts.
(a) 2007/1/21
(b)2007/9/8
(c)2007/12/9 K370
(d)2008/7/26
Fig. 16
(e)2009/6/13 Transition of subsidence distribution
(f)2011/2/1
On the other hand, GPS displacement measurements were conducted four times from 2008 to 2011 (Abidin et al., 2012). The values of subsidence obtained by DInSAR were taken from the same places as the 31 GPS monitoring points. A comparison of subsidence by DInSAR and GPS from 2009 to 2010 is shown in Fig. 17(a). The symbol for the lateral axis denotes the locations of the GPS stations. “SMG1” is taken as the reference point, and all the subsidence has a value relative to this reference point. The results of DInSAR agree well with those of GPS. Figure 17(b) shows the relationship between the results of DInSAR and GPS. It is also found that the DInSAR results correlate well with the GPS results with the correlation value of 0.88 and the RMSE of 3.1 cm. Figure 18 shows the transition of subsidence at K370 estimated by the hyperbolic method (Tan et al., 1991). The measured behaviour shows typical consolidation.
16
(a) Subsidence by DInSAR and GPS at GPS (b) Correlation of DInSAR and GPS stations results Fig. 15 Comparison of subsidence by DInSAR and GPS from 2009 to 2010.
Fig. 17 Transition of subsidence at K370.
5.2 Ground displacements due to earthquake Large earthquakes sometimes bring about large displacements of the ground. It is not easy to acquire the displacement distribution due to an earthquake immediately after the earthquake has occurred, although it is fundamental information for estimating the extent of the damaged area. DInSAR has the potential to realize this distribution.
17
Fig. 18 Coverage areas of ALOS-PALSAR2 data used for analyses of displacement due to Kumamoto earthquake by DInSAR: foreshock (left) and main shock (right).
5.2.1 Observation site The Kumamoto earthquake is taken as an example. The main shock of the earthquake, with a magnitude 7.0, struck the Kumamoto area of Japan at 01:25 JST on April 16th, 2016 (16:25 UTC on April 15th) after a foreshock with a magnitude of 6.2 at 21:26 JST (12:26 UTC) on April 14th. The earthquake caused great damage. DInSAR was applied to obtain preliminary results for mapping the ground surface displacement due to the earthquake (Yastika and Shimizu, 2016b). In order to produce interferograms, 8 scenes of ALOS2-PALSAR2 data were used. Figure 18 shows the areas of data for the DInSAR analyses: the left and right rectangles indicate the areas of the DInSAR analysis for the foreshock and the main shock, respectively. Both areas cover the epicentre. The SRTM DEM by USGS was employed to remove the topography component from the phase differences.
Fig. 19 Interferograms just after foreshock (left) and main shock (right)
Fig. 20 Displacement distribution map due to foreshock (left) and main shock (right), superimposed on base map.
18
5.2.2
Measurement results
The interferograms representing the displacement due to the foreshock and the main shock are shown on the left and the right of Fig. 19, respectively. One cycle of interferogram represents the 2π phase corresponding to surface displacement of 11.8 cm in the direction between the satellite and the ground surface (i.e., LOS: line of sight). It is found that the dense fringes generating along the faults in Fig. 19 (right) indicate large displacement due to the main shock. On the other hand, the interferogram due to the foreshock (left) is smooth: i.e., the displacement was small compared to that due to the main shock. After unwrapping the phase of the interferograms (calculating the displacement from the phase), the displacements in the direction of LOS are obtained. The results due to the foreshock and the main shock are shown in Fig. 20. Those displacement maps are superimposed on the geographical map. The left side of Fig. 20 shows the small displacement that occurred due to the foreshock. The right side of Fig. 20 shows the displacement after the main shock. In this case, the satellite moved from northeast to southwest, and the direction of LOS is northwest in this figure. It is seen that large displacement up to 1 metre has occurred due to the main shock. These results show that DInSAR is a useful tool for detecting the preliminary results of displacement immediately after an earthquake. It can be used to screen the area in order to conduct a detailed investigation of a disaster. 6. CONCLUDING REMARKS GPS and DInSAR have become important engineering tools for monitoring ground displacements. Concluding remarks are as follows; • Methods of displacement monitoring using GPS can provide the three-dimensional displacements of the ground automatically and continuously with high accuracy (i.e., mm level). • The ISRM Suggested Method for Monitoring Rock Displacements using GPS has been published, and this technology will be further expanded as a standard tool in Geotechnical Engineering. • DInSAR is an attractive tool for monitoring the displacement of extensive areas without the necessity for any devices by the users. • DInSAR has recently been applied to various problems. This technology will be widely applied in Geotechnical Engineering. • Use of satellite technologies along with geotechnical instruments will enable the realisation of spatio-temporal continuous displacement monitoring.
19
Acknowledgments This research has been partially supported by JSPS KAKENHI (Grant-in-Aid for Scientific Research, Japan Society for the Promotion of Science) Grant Numbers 25350506, and 16H03153. The author wishes to express his appreciation to his colleagues and students for the contributions they made to the field work and the analysis of the data. The data of ALOS-PALSAR used here were provided by the Japan Space Exploration Agency (JAXA) through the cooperation of JAXA and Yamaguchi University. Thanks are extended to them. The author also thanks Ms. H. Griswold for proofreading this paper. REFERENCES Abidin, H.Z., Andreas, H., Gumilar, I., Sidiq, T.P, Fukuda, Y. 2012. Land subsidence in coastal city of Semarang (Indonesia): characteristic, impacts and causes. Geomatics, Natural Hazards and Risk: 1-15. Ferretti, A., Monti-Guarnieri, A., Prati, C., Rocca, F. 2007. InSAR Principles: Guidelines for SAR Interferometry Processing and Interpretation. Netherlands: ESA Publications Furuyama, Y., Nakashima, S. & Shimizu, N. (2014) Displacement monitoring using GPS for assessing stability of unstable steep slope by means of ISRM suggested method, Proceedings of the 2014 ISRM International Symposium - 8th Asian Rock Mechanics Symposium (ARMS8), 1897-1904. Hanssen, R.F. 2002. Radar Interferometry. New York: Kluwer Academic Publisher. Hirano, H., Usuda, Y., Kanzawa, K., Miyata, K. & Shimizu, N. (2011) Application of the GPS moni-toring system to measuring the three-dimensional displacements of a landslide slope during tun-nel construction and its interpretation. Journal of the Japan Landslide Society, 48(2), 7-18 (in Japanese). Hoffman-Wellenhof, B., Lichtengger, H. & Collins, J. (2001) GPS – Theory and Practice. 5th revised edition, Springer. Iwasaki, T., Takechi, K., Takeishi, A., Masunari, T., Takechi, Y. & Shimizu, N. (2003) Web-based displacement monitoring system using GPS for the maintenance of roadside slopes. Proceedings of the 6th International Symposium on Field Measurements in Geomechanics, FMGM03, Oslo, 137-143. Kuehn, F., Albiol, D., Cooksley, G., Duro, J., Granda, J., Haas, S., Hoffmann-Rothe, A., Murdohardono, D. 2009. Detection of land subsidence in Semarang, Indonesia, using stable points network (SPN) technique. Environ Earth Sci, 60: 909-921. Masunari, T., Tanaka, K., Okubo, N, Oikawa, H., Takechi, K., Iwasaki, T. & Shimizu, N. (2003) GPS-based continuous displacement monitoring system. Proceedings of International Symposium on Field Measurements in Geomechanics, FMGM03, Oslo, 537-543. Misra. P. & Enge, P. (2006) Global Positioning System - signals, measurements, and performance. 2nd Ed, Ganga-Jamuna Press Shimizu, N., Masunari, T. & Iwasaki, T. (2011) GPS displacement monitoring system for the precise measuring of rock movements. Proceedings of 11th International Congress on Rock Mechanics, Beijing, 1117-1120. Shimizu, N. & Matsuda, H. (2002) Practical applications of the Global Positioning System for the assessment of slope stability based on the Displacement Monitoring Approach. Proceedings of the 3rd Korea-Japan Joint Symposium on Rock Engineering, ISRM Regional Symposium, Seoul, 57-70.
20
Shimizu, N. & Matsuda, H. (2003) Displacement monitoring using GPS and its interpretation method for the assessment of slope stability. Proceedings of the 6th International Symposium on Field Measurements in Geomechanics, FMGM03, Oslo, 657-664. Shimizu, N. and Nakashima, S. (2017) Review of GPS displacement monitoring in rock engineering. Rock Mechanics and engineering Volume 4 (ed. Xia-Ting Feng), CRC Press, Chapter 19, pp. 593-626. Shimizu, N., Nakashima, S. & Masunari, T. (2014) ISRM Suggested Method for Monitoring Rock Displacements Using the Global Positioning System, Rock Mech. Rock Eng., 47, 313-328. Tan Thiam-Soon, Inoe, T., Lee Seng-Lip. 1991. Hyperbolic method for consolidation analysis. J.Geotech. Engrg 117: 1723-1737. Tosa, S., Yamasaki, T., Ito, K, Suganuma, T., Oikawa, N., Takeishi, A. & Shimizu, N. (2014) Case Studies on Landslide Monitoring Using the GPS Displacement Monitoring System, Proceedings of the 2014 ISRM International Symposium - 8th Asian Rock Mechanics Symposium (ARMS8), 1887-1896. Yastika, Putu E. & Shimizu, N. (2016a) Monitoring deformation of ground surface over extensive area by Multi-Temporal DInSAR, Proceedings of the 2016 ISRM International Symposium-EUROCK2016, 1219-1224. Yastika, Putu E. & Shimizu, N. (2016b) Applications of DInSAR for ground surface deformation measurements-case studies of subsidence measurements and deformation detections due to an earthquake, Proceedings of 37th West Japan Symposium on Rock Engineering, 91-97.
21 UDC: 626.022.1(497.5) 624.157.39(497.5) Stručni članak
KONTROLIRANO SPUŠTANJE OTVORENOG KESONA ZA STROJARNICU REVERZIBILNE HIDROELEKTRANE „VELEBIT“ Emeritus professor Ivan Vrkljan Građevinski fakultet Sveučilišta u Rijeci, Radmile Matejčić 3, 51 000 Rijeka, Hrvatska,
[email protected] SAŽETAK Za potrebe reverzibilne hidroelektrane Velebit projektirano je i izgrađeno okno dubine 60 m, promjera 30 m. Tlo se sastoji od mekanih aluvijalnih naslaga debljine 8 m i 200 m debelog sloja homogene visoko konsolidirane laporovite gline. Aluvijalno tlo je iskopano i zamijenjeno kompaktiranom glinom. Okno je betonirano u kliznoj oplati. Analizirani su različiti modeli loma uz nož okna od kojih su neki primijenjeni tijekom iskopa. Opisan je postupak kopanja kao i metode opažanja tijekom iskopa. Gradnja okna uspješno je završena nakon 5 mjeseci.
CONTROLLED SINKING OF CONCRETE OPEN CAISSON FOR THE MACHINE HALL OF PUMPEDSTORAGE PLANT „VELEBIT“ ABSTRACT A shaft 60 m deep and having a diameter of 30 m was designed for pumped storage hydroelectric power plant Velebit. The soil consist of about 8 m soft aluvial deposit and 200 m thick layer of homogenous over consolidated stiff marly clay. Aluvial soil was excavated and replaced by compacted clay. The shaft was concreted using slip form work. Different failure modes of soil under the cutting edge have been studied of which the most adequate was implemented. The method of excavation and applied monitoring methods during excavation are described. The shaft was succeessfuly completed within 5 months.
1. UVOD Zatvoreni kesoni se već dugo koriste kod temeljenja mostova u vodi. Uvjeti za rad ljudi su osigurani tlačenjem zraka koji potiskuje vodu u zoni iskopa. Otvoreni kesoni su vrlo učinkoviti kod dubokog temeljenja ako to uvjeti u tlu dopuštaju. Primjer najmanjih otvorenih kesona su bunari promjera oko 1 m. Za osiguranje stabilnosti iskopa koriste se predgotovljene betonske cijevi a iskop je obično ručni. Otvoreni kesoni koriste se pri gradnji različitih građevina u geološkim uvjetima koji omogućavaju korištenje ove tehnike. Na dnu kesona obično je čelični nož s vertikalnom
22
stranom prema tlu i s nagibom prema unutrašnjosti kesona. Propadanje kesona postiže se ili uslijed vlastite težine kesona ili uz pomoć hidrauličkih preša ili nekim drugim načinom opterećenja. Prvi se način koristi kod kesona velikih dimenzija a drugi kod betonskih kesona manjih dimenzija i čeličnih kesona. Kod projektiranja je bitno utvrditi odnos težine kesona, ili sile koja će se koristiti za njegovo utiskivanje, i trenja koje će se mobilizirati na plaštu kesona. Kako bi se smanjilo trenje, često je donji dio kesona većeg promjera od ostalog dijela konstrukcije. Uz to, u taj prazan prostor se može uliti bentonitna suspenzija koja ima dvije funkcije: (a) smanjuje trenje u slučaju kontakta plašta kesona i tla; (b) osigurava stabilnost okolnog tla. Kod velikih kesona uvijek se koristi strojni iskop (bageri). Iskop treba vršiti na način da se tijekom građenja osigura vertikalnost osi kesona. Na ovo treba obratiti posebnu pažnju, jer ako dođe do jačeg naginjanja kesona, gotovo ga je nemoguće kasnije ispraviti. To je naročito bitno kod dubokih kesona i kod kesona koji će se koristiti za smještaj nekog postrojenja. Kod betonskih kesona betoniranje se vrši u kliznoj oplati na površini terena. Ovisno o vrsti tla, keson može propadati kontinuirano ili u koracima. Ako se u zoni noža događa plastični lom, keson će uglavnom propadati kontinuirano. Ako lom tla ima krto-plastični karakter, propadanje kesona će biti u koracima. Do propadanja će doći nakon dostizanja vršne čvrstoće tla i početka progresivnog loma po cijelom opsegu noža kesona. Nakon postizanja konačne dubine, keson može biti u cijelosti ispunjen betonom (ako se koristi kao temelj neke građevine) ili djelomično (ako se koristi za smještaj nekog postrojenja). Homogeno tlo olakšava kontrolirano spuštanje kesona. Ako je tlo nehomogeno, iskop treba prilagoditi uvjetima kako bi se zadržala vertikalnost kesona. Ako nije dobro procijenjen odnos trenja i težine kesona može doći do njegove zaglave. Produbljivanje iskopa ispod noža okna može za posljedicu imati urušavanje okolnog tla ili izlijevanja bentonitne suspenzije koja se nalazi u zazoru između plašta kesona i tla. Oba ova slučaja mogu ugroziti završetak projekta naročito kod kesona velikih dimenzija jer dodatno opterećenje ne može riješiti problem. Jacques Triger (1801–1867), francuski inženjer, koristio je kesone kod temeljenja dva upornjaka Eiffelovog tornja. Gustave Eiffel odužio mu se na način da ga je uvrstio među 72 znanstvenika čija je imena dao ugravirati zlatnim slovima na tornju. Na ovaj im je način Eiffel izrazio zahvalnost za njihove zasluge iz područja znanosti. Za geotehničku struku je važno da se na tom popisu nalaze i Charles-Augustin de Coulomb (1736–1806., fizičar) i Siméon Denis Poisson (1781.–1840., matematičar i fizičar). 2. OSNOVNI ELEMENTI PROJEKTA Reverzibilna hidroelektrana Obrovac puštena je u pogon 1984. godine. Kasnije joj je promijenjeno ime u RHE Velebit. U turbinskom pogonu snaga elektrane je 276 MW a u crpnom 236 MW. Prosječna godišnja proizvodnja elektrane iznosi 430 GWh. Hrvatska elektroprivreda se odlučila za reverzibilnu hidroelektranu jer je u planu bila gradnja nuklearne elektrane Vir. Kako ta elektrana nikada nije izgrađena, RHE Velebit rijetko radi crpno nego uglavnom radi kao klasična visokotlačna hidroelektrana. Strojarnica hidroelektrane Velebit sa svim svojim pogonskim strojevima i uređajima za upravljanje smještena je duboko pod zemljom. Kako se radi o reverzibilnoj (pumpnoj)
23
hidroelektrani, formirana su dva jezera. Gornje jezero nalazi se u području grada Otočca a donje neposredno uz hidroelektranu. U sklopu projekta iskopan je tunel duljine 8191 m kroz Velebit. Čelični cjevovod promjera od 3,9 do 3 m duljine 2108 m savladavajući visinsku razliku od 549,15 m proteže se od zasunske komore do strojarnice. Cjevovod je rađen bez dilatacijskih reški. Oslonjen je preko kliznih ležajeva na 103 betonska oslonca i sedam nepomičnih usidrenih betonskih točaka tako da u statičkom pogledu djeluje kao kontinuirani nosač. Pred s strojarnicom se cjevovod račva u dva dijela, svaki prema jednoj turbini-crpki (Hrvatska elektroprivreda, 2000). U strojarnici se nalaze dva agregata a izvedeni su tako da zadovoljavaju turbinski pogon, crpni pogon i kompenzatorski pogon. 1 Ulazna građevina dovodnog tunela 2 Dovodni tunel 3 Vodna komora 4 Zasunska komora 5 Čelični tlačni cjevovod 6 Račva tlačnog cjevovoda 7 Strojarnica 8 Odvodni tuneli Ćelavac 9 Izlazno ulazna građevina 1207 m 10 Odvodni kanal 11 Jezero Razovac Štikada jezero Štikada reservoir 553,50
1 Headrace tunnel intake structure 2 Headrace tunnel 3 Surge chamber 4 Valve chamber 5 Steel penstock 6 Penstock branch 7 Power house 8 Tailrace tunnels 9 Discharge-intake structure 10 Tailrace canal 11 Razovac resevoar
Velebit
Slika 1. Uzdužni presjek postrojenja RHE Velebit (Hrvatska elektroprivreda 2000 Fig 1. Pumped-storage plant „Velebit“ longitudinal section, (Hrvatska elektroprivreda 2000)
Strojarnica je smještena u 60 m armirano betonskom oknu unutarnjeg promjera od 27 m. Dubina strojarnice posljedica je zahtjeva da se turbine-crpke postave na dubinu 47,5 m ispod površine kako bi se kavitacija na lopaticama turbine-crpke svele na najmanju moguću mjeru. 3. ISTRAŽNI RADOVI NA LOKACIJI STROJARNICE RHE VELEBIT
24
Istražni radovi na lokaciji strojarnice izvedeni su u tri navrata: Prva istraživanja, Prva faza istraživanja i Druga faza istraživanja. Prva istraživanja obavljena su 1973. i 1975. godine a obuhvaćala su područje desne obale rijeke Zrmanje. Izbušeno je 14 bušotina ukupne dužine 709 m s ciljem utvrđivanja granice vapnenačkih stijena i laporovite gline. Laboratorijska geotehnička ispitivanja obavio je institut „Geoexpert“ iz Zagreba i Rudarsko geološko naftni fakultet iz Zagreba. Geološka istraživanja obavio je Institut za geološka istraživanja iz Zagreba. Prvu fazu istraživanja obavio je institut „Jaroslav Černi“ iz Beograda (Jaroslav Černi, 1977). Izvedno je ukupno 1156 m istražnih bušotina. Drugu fazu istraživanja obavili su „Geoexpert“ iz Zagreba i Fakultet građevinskih znanosti iz Zagreba. 1 Čelični tlačni cjevovod 2 Turbina-crpka 3 Generator 4 Hala strojarnice 5 Mosna dizalica 6 Komande
7 Kabelski rov 8 Postrojenje za ventilaciju 9 Odvodni tuneli 10 Izlazno-ulazna građevina 11 Donji bazen Razovac
Slika 2. Vertikalni presjek strojarnice (Hrvatska elektroprivreda 2000) Fig 2. Poverhouse vertical section) (Hrvatska elektroprivreda 2000)
Istraživanja su pokazala da se u prvih 10 m nalaze mekane normalno konsolidirane gline a ispod njih do dubine oko 200 m čvrste prekonsolidirane gline (u daljnjem tekstulaporovita glina) visoke plastičnosti bez otvorenih pukotina. U gornjih 35 m primjećuje se jednolična uslojenost laporovite gline s mjestimičnom pojavom pijeska između slojeva. Kako je ocijenjeno da je prvih 10 m tla nepovoljno za kesonsku tehnologiju odlučeno je da se izvrši zamjena s kompaktiranom visokoplastičnom glinom. Glina je kompaktirana pri vlažnosti od 14,4 do 24,2 %. Parametri posmične čvrstoće bili su: kohezija 6-13 kPa i kut trenja 26,3 do 29,50. Glavnina geotehničkih istraživanja bila usmjerena ka prekonsolidiranoj glini jer se u njoj nalazi najveći dio kesona. Rezultati laboratorijskih ispitivanja laporovite gline prikazani su u tablici 1. Laporovita glina ima izrazito svojstvo omekšavanja što je bitno utjecalo na kinematiku spuštanja okna. I dijagram i fotografija na slici 3, upućuju na krti lom laporovite gline te se moglo očekivati da će lom uz nož okna imati progresivni karakter.
25
τ (kPa)
Tablica 1. Rezultati laboratorijskih ispitivanja laporovite gline (Nonveiller, 1987) Table 1. Laboratory tests results of marly clay (Nonveiller, 1987) Prirodna vlažnost (Natural moisture content) w0 = 18-22 (%) Porozitet (Porosity) n=0,23 Granica plastičnosti (Plastic limit) wp = 20-25 (%) Granica tečenja (Liquid limit) wL =48-55 (%) Indeks plastičnosti (Plasticity indeks) IP=25-30 Indeks konsistencije (Consistency index) 1 Sadržaj CaCO3 (CaCO3 content) 23-28 % Jednoosna čvrstoća (Axial strenght) qu,=240-4000 kPa Kohezija (CID) (Cosehison (CID)) c=13-82 kPa Kut posmične otpornosti (CID) (Angle of shear resistance (CID) 22-320 Koeficijent konsolidacije (Coefficient of consolidation) cv = 2,5x10-3 cm2/s Koeficijent propusnosti (Coefficient of permeability) k= 1,8x10-9 cm/s Koeficijent prekonsolidacije, (Overconsolidation ratio) OCR=6-14
800 kPa 6 mm
u (mm) Slika 3. Tipičan dijagram direktnog smicanja i slika laporovite gline Fig 3. Shear stress vs deformation of marly clay and marly clay photo
4. PROJEKTIRANJE I TEHNIČKI DETALJI KESONA Na natječaj za izgradnju okna strojarnice pristigle su 4 ponude. Dva natjecatelja su nudila tunelsku metodu iskopa (iskop i podgrađivanje u koracima), jedan natjecatelj je nudio iskop pod zaštitom dijafragme i jedan metodu kontroliranog spuštanja otvorenog kesona. Investitor je prihvatio zadnju varijantu jer je podrazumijevala kraći rok izvedbe i manje troškove građenja. Nakon odabira metode građenja provedena su dodatna laboratorijska ispitivanja laporovite gline kako bi se dobili parametri za analizu naprezanja i deformacija metodom konačnih elemenata.
26
Tijekom projektiranja okna trebalo je napraviti slijedeće analize:
definiranje parametara tla na osnovi rezultata istražnih radova, raspodjela svojstava tla po visini, definiranje vodoravnih naprezanja u tlu, modeli prodiranje okna kroz kompaktiranu i laporovitu glinu, simulacija ponašanja okna tijekom spuštanja, odnos težina/trenje, širina zazora koji je ispunjen bentonitnom isplakom, oblik i dimenzije noža, stabilnost okolnog tla (opasnost sloma), stabilnost dna iskopa (opasnost sloma), zadržavanje vertikalnosti osi okna tijekom spuštanja, visinska kontrola spuštanja.
Klizna oplata Slip forms Uvodni zid Training wall
Aluvijalni sediment Alluvial d.
Kompaktirana glina Compacted clay fill
Bentonitna suspenzija Bentonite slurry Laporovita glina, Marly clay Slika 4. Vertikalni presjek okna tijekom građenja Fig 4. Vertical crosssection of the shaft during construction
27
Za dimenzioniranje plašta okna bilo je potrebno predvidjeti pritisak na nož okna (dimenzioniranje prstena noža) kao i deformaciju okolnog tla (dimenzioniranje zazora između tla i plašta). Analiza je pokazala da će se tlo, bez podgrađivanja, u konačnoj fazi iskopa pomaknuti prema unutrašnjosti iskopa za oko 19 cm. Ovaj je podatak poslužio za dimenzioniranje zazora između plašta okna i okolnog tla te za oblikovanje i dimenzioniranje noža okna. Više detalja o provedenim proračunima može se naći u radu Nonveillera i drugih (1982). Proračuni su rađeni za efektivno stanje naprezanja. Nakon detaljnih analiza rezultata laboratorijskih ispitivanja usvojen je odnos vertikalnih i bočnih naprezanja K0=1. Također je usvojen kriterij da odnos mase okna i trenja koje će se aktivirati na nožu bude veći od 2. Kako je u konačnici masa okna bila 20 000 t, trenje na plašt ne smije biti veće od 10 000 t. Ovo je ključni kriterij za uspješno spuštanje okna jer, s obzirom na njegove dimenzije, dodatno opterećenje nije moguće. 5. TEHNOLOGIJA SPUŠTANJA Kontrolirano spuštanje okna zahtijeva prikladno oblikovanje iskopa u zoni noža kako bi došlo do plastičnog sloma tla i propadanja okna do novog ravnotežnog stanja. Izrazito različite karakteristike materijala u kojem će se vršiti spuštanje okna, ukazivale su na različite mehanizme loma uz nož okna u kompaktiranoj i laporovitoj glini. Prva je pokazivala izrazito plastično ponašanje pri lomu a druga krto. 5.1 Lom tla uz nož okna Nož i prvi segment plašta okna betonirani su u drvenoj oplati. Nakon uklanjanja oplate, okno je propalo u kompaktiranu glinu do uspostave ravnotežnog stanja. Za proračun dubine prodiranja noža korišteno je Meyerhofovo rješenje (Meyerhof, 1961). Proračun je proveden za dvije ekstremne vrijednost parametara posmične čvrstoće: kohezija c=6-13 kPa, kut trenja φ=26,3-29,50 (Vrkljan at al., 1983). Iskop je vršen u jednoličnim horizontalnim rezovima. Propadanje okna pratilo je iskop i ono je uspješno spušteno kroz kompaktiranu glinu do dubine -8m. Za analizu geometrije iskopa u laporovitoj glini, usvojen je model loma prikazan na slici 6. Aktivna sila (W) (težina okna i suspenzije umanjena za silu trenja) prenosi se na tijelo (klin) formirano iskopom. Ovo se tijelo može dovesti u stanje granične ravnoteže uz različite kombinacije širine i nagiba potencijalne plohe sloma. Definirajući jednu, može se izračunati druga uz uvjet da ta kombinacija dovodi tijelo u kritično ravnotežno stanje (Vrkljan at al., 1983).
28
Meyerhofovo rješenje Meyerhof equation
c ⋅ Nc d= γ ⋅ tgα ⋅ N γ
c ⋅ Nc 2W , − − 2 γ tg α ⋅ N γ
τ W u α T
d
Kompaktirana glina Compacted clay
Slika 5 Proračun dubine propadanja noža u kompaktiranoj glini Fig 5. Depth of cutting edge penetration in compacted clay
Iskop Excavation
Iskop Excavation
f=const
h
bkr
b=const βkr
Slika 6 Dva načina za formiranje klina kritičnih dimenzija (slom klina laporovite gline) Fig 6 Two ways to create critical dimensions of resistance wedge(marly clay failure)
29
Uspostavljanjem analitičke veze između aktivne sile (W), dimenzija klina i parametara posmične otpornosti detaljno su analizirane obje varijante. Budući da se s napredovanjem gradnje mijenja težina okna i sila trenja, mijenjaju se i kritične dimenzije klina. Više o mehanizmu loma laporovite gline može se naći u radu Vrkljana i drugih (1983). Pokazalo se da na slom tla (propadanje okna) utjecaj ima samo iskop u neposrednoj blizini noža. Veći dio iskopa (središnji dio) nije utjecao na mehanizam slom uz nož. Zbog toga se u prvoj fazi vršio pažljiv iskop u zoni noža kako bi došlo do propadanja okna. Nakon toga obavio bi se iskop i izvoz centralnog dijela okna. Iskop je vršen jednim bagerom Poclain 160 a izvoz s čeličnim sanducima uz pomoć dizalica. Niz okolnosti, kao što su nepravilnost u izvedbi noža okna, anizotropija tla, pogreške pri kopanju tla uz nož, početni nagib okna, neravnomjerna raspodjela trenja na nožu i slično, utječu na ponašanje okna u toku spuštanja. Dok je u kompaktiranoj glini propadanje okna kontinuirano pratilo iskop, u laporovitoj glini je propadanje je bilo u koracima. Kako laporovita glina ima vrlo izraženo svojstvo omekšavanja (krti lom), okno se nalazilo u ravnotežnom stanju sve do trenutka kada je na jednom segmentu noža došlo do sloma tla koji se potom proširio po cijelom opsegu noža. Zbog toga je tijekom iskopa uz nož okna zabilježeno naginjanje okna uz malo prodiranje u tlo. Kada je došlo do progresivnog sloma po cijelom opsegu, okno je spušteno u kratkom vremenu na dubinu na kojoj je ponovno uspostavljena ravnoteža. Ovo ponašanje okna zabilježeno je na tablama koje su propadale zajedno s oknom . Na uvodnom zidu fiksiran je pisač koji je ostavio trag na tablama (vidi slike 9. i 10.). Okno se u laporovitoj glini spuštalo u koracima od 60 do 140 cm. Tijekom propadanja povećava se površina nalijeganja noža na tlo, opada kontaktno naprezanje sve dok rezidualna posmična čvrstoća nije dovoljna za uspostavu ravnoteže. Ovaj se proces ponavljao sve do postizanje projektirane dubine.
Slika 7. (a) Mjerenje dubine propadanja; (b) Slom tla uz nož Fig 7 (a) Measurement of sinking depth; (b) soil failure under cutting edge
30
Slika 8. Iskop bagerom Fig. 8 Excavator during excavation
6. MONITORING TIJEKOM SPUŠTANJA OKNA Kako se radi o vrlo rizičnom projektu, jer greške mogu biti nepopravljive, velika je pažnja posvećena opažanjima tijekom spuštanja okna. Opažana je: kinematika propadanja okna (3 table s pisačima, vodena vaga, visak), vertikalnost osi (geodetska mjerenja), zadržavanje pravilnog kružnog oblika (tri lasera na unutarnjoj strani plašta) stabilnost okolnog tla (tri inklinometra do dubine od 70 m), naprezanja u nožu okna (ekstenzometri u nožu). Svako pojedinačno spuštanje okna u kosom položaju dovodi do translacije osi okna koju treba vratiti u početni položaj. To se postiže tako da se u narednom koraku okno nagne na suprotnu stranu. Nekontrolirano naginjanje u krajnjem slučaju može onemogućiti daljnje korekcije nagiba osi što može ugroziti cijeli projekt. Vrlo učinkovitim se pokazao najjednostavniji način opažanja koji je osmišljen i realiziran u mehaničkoj radionici na gradilištu. Radi se o tri drvene table koje su bile fiksirane na vanjski plašt okna u segmentima od 1200. Na njima je postavljen papir s nacrtanom mrežom. Na ordinati je bila veličina propadanja a na apscisi horizontalni pomak (naginjanje). Pisač koji se sastojao od cijevi s olovkom napetom gumom fiksiran je na uvodni zid. Tijekom propadanja okna, pisač je ostavljao trag na tablama. Kako se većina propadanja događala u kratkom vremenu (nekada se mogla pratiti okom), ovo je bio jedini način da se efikasno utvrdi kinematika okna. Ova su mjerenja potvrdila prognozu progresivnog sloma laporovite gline uz nož okna. Također su vrlo precizno otkrila na koju se stranu nagnulo okno tako da je kod sljedećeg koraka iskop vršen na način da se okno nagne na suprotnu stranu. Ispravljanje okna samo u vertikalni položaj, uz stalno ponavljanje naginjanja na jednu stranu, za posljedicu bi imalo translatorno pomjeranje osi što se željelo izbjeći.
31
Činjenica da se slom tla uvijek događao uz prethodno naginjanje okna bila je ključni faktor kod odabira tehnologije iskopa dna okna radi izvedbe obrnute betonske kupola. Naime, kada je okno dostiglo konačnu dubinu, bentonitna je isplaka istisnuta i zazor je ispunjen cementnim mortom. Očvrsli mort spriječio je naginjanje okna 1. 2. 3. 4. 5. 6. 7. 8.
Konvergencija (Convergence measureemnt) Vodena vaga (Hydraulic level) Visak Tabla s pisačem (Table with pen) Inklinometar (Inclinometer) Ekstenzometri (Exstensometers) Laser (Laser) Geodetska mjerenja (Geodetic measurements) 1
3 7 2
4
5 6
Slika 9. Oprema za opažanja tijekom spuštanja okna. Detalj: Tabla s pisačem Fig. 9.Monitoring equipment during construction. Detail: Table with pen
32
1
2
3
1m
Pisač Pen
Dubina spuštanja Sinking depth
Tabla Table 15 min
6h
0 0
0
0
10 cm
3
2
1 Slika 10. Tipičan korak pri spuštanju okna zabilježen olovkama na tri ploče (nije u mjerilu) Fig 10. A typical single shaft sinking recorded on three tables (not in scale)
7. PROBLEMI TIJEKOM SPUŠTANJA Okno je izgrađeno u predviđenom roku bez značajnih poteškoća. U nekoliko se navrata bentonitna suspenzija pojavila u iskopu. Naime, kod sloma tla oko noža okna otvorila bi se pukotina kroz koju bi suspenzija prodrla u iskop. Ova je pojava posljedica krtog loma laporovite gline (značajna razlika vršne i rezidualne čvrstoće). Problem je obično riješena na način da se ubrzanim iskopom uz nož izazove spuštanje okna i tada bi nož presjekao otvorenu pukotinu kroz koju je curila suspenzija. Međutim, u jednom od ovih slučajeva došlo je do kvara bagera i iskop nije bio moguć. Gubitak suspenzije je bio tako veliki da postrojenje za njezinu pripremu nije moglo nadoknaditi izgubljenu količino. Pad nivoa suspenzije u zazoru izazvao je slom okolnog tla te je postojala bojazan da će trenje spriječiti daljnje propadanje okna. Nije zabilježeno do kojeg se nivoa suspenzija spustila. Kako se ovo dogodilo pred kraj projekta, okno je već imalo masu koja je bila još uvijek veća od trenja na nožu i plaštu (slika 11.). Tijekom projektiranja okna predviđeno je da bi moglo doći do curenje suspenzije uz nož te je izvedena brtva po cijelom opsegu noža (slika 12.).
33
Slika 11.Curenje bentonitne isplake ispod noža okna prouzročilo je slom okolnog tla Fig. 11 Bentonite slurry which penetrated in the shaft caused the soil collapse around the shaft
2 5
1 Nož (cutting edge) 2 Bent. suspenz. (bent. slurry) 3 Šljunak (gravel) 4 Pijesak (sand) 5 Filter plastica (geotextile) 6 Žičano pletivo (wire mesh) 7 Gumena traka (rubber sheet)
6
4
5 7
Slika 12. Brtva koja treba spriječiti prodor suspenzije u iskop Fig. 12 Seal against slurry penetration into excavation
3
De 1
34
Brtva se sastoji od gumene trake koja pridržava filtersku tkaninu (geotekstil) unutar koje se nalazi pijesak i šljunak. U slučaju prodora suspenzije, na pijesku se stvara filterski kolač koji postepeno onemogućuje daljnji prodor suspenzije. U slučaju da se na ovaj način ne uspije spriječiti curenje, bilo je predviđeno da se u zoni prodora utiskuje tiskotropna suspenzija. Kod naprijed opisane pojave prodora suspenzije, nije primijenjena tiskotropna suspenzija jer cijeli sustav nije bio pripremljen za upotrebu.
Slika 13. (a) Pukotina u iskopu kroz koju je došlo do prodora bentonitne suspenzije; (b) Slijeganje površine terena prouzročeno slomom tla oko okna. Fig 13. (a) Crack through which the bentonite suspension was penetrated; (b) Subsidence of the surface caused by the soil collapse around the shaft.
Prije nego je okno spušteno na konačnu dubinu, došlo je do oštećenja unutarnje strane noža zbog prevelikih naprezanja. Ovo ipak nije spriječilo uspješan završetak projekta.
Slika 14. Oštećenje unutarnje strane noža Fig 14. Damage of the inner side of cutting edge
35
8. ZAKLJUČCI Primjena otvorenog kesona za izgradnju 60 m dubokog okna promjera 30 mu opisanom slučaju je bila vrlo uspješna. Plašt okna služio je kao konstruktivna i konačna obloga okna. Nije bilo potrebno posebno hidrauličko izoliranje što je utjecalo na troškove građenja. Okno je izgrađeno u kraćem roku nego što je to bilo ponuđeno drugim metodama (tunelska metoda, iskop pod zaštitom dijafragme). Gradnja ovako velikog okna opisanom tehnologijom rizičan je zahvat iz više razloga: 1. 2. 3. 4.
Rizik da masa okna neće biti dovoljna da dođe do njegovog propadanja u tlo, Rizik da se izgubi vertikalnost osi i da nije moguće njeno ispravljanje, Rizik da dođe do horizontalnog pomaka okna za širinu zazora ispunjenog bentonitnom suspenzijom, Rizik gubitka bentonitne suspenzije što može dovesti do urušavanja okolnog tla te značajnog povećanja trenja (pored trenja na nožu pojavi se i trenje na plaštu).
Ovako uspješan projekt rezultat je:
Pažljivo izvedenih istražnih radova i detaljnog ispitivanja neporemećenih uzoraka tla, Detaljnog studiranja rezultata istraživanja radi definiranja pouzdanih parametara, Uzimanja u obzir nelinearno ponašanje tla u numeričkom modelu, Inženjerskog osjećaja i iskustva.
Otvoreni keson velikih dimenzija može se uspješno izvesti ako je tlo pogodno za primjenu ove tehnike građenja. Trenje se može eliminirati korištenjem stabilizirane bentonitne suspenzije u zazoru između plašta okna i tla. Suspenzija također osigurava stabilnost okolnog tla (spriječava urušavanje okolnog tla u zazor). Projekt elektrane izradio je Elektroprojekt iz Zagreba. Okno su zajednički projektirali Elektroprojekt i Zavod za geotehniku Fakulteta građevinskih znanosti iz Zagreba. Industrogradnja iz Zagreba je predložila opisani način građenja te izvela građevinske radove. Proračuni korištenjem metode konačnih elemenata rađeni su u suradnji s Geoexpertom iz Zagreba. Projekt hidrauličke klizne oplate također je napravila Industrogradnja pod vodstvom dipl. inž. građ. Vladimira Despotovića. Projektiranje, izvedbu i ugradnju lasera izveo je Institut za fiziku iz Zagreba. Projekt tehnologije spuštanja okna izradio je Zavod za geotehniku Fakulteta građevinskih znanosti iz Zagreba. Prvu fazu istražnih radova obavio je institut Jaroslav Černi iz Beograda a drugu fazu Fakultet građevinskih znanosti i Geotehnika iz Zagreba. U okno je ugrađeno 8 353 m3 armiranog betona MB 30, iskopano je 39 600 m3 tla, potrošeno je 1 051 m3 bentonitne suspenzije i ugrađeno 1 149 t armaturnog čelika.
36
Slika 15. Unutrašnjost hidroelektrane. (a) konačno stanje; (b) tijekom građenja Fig 15. Interior of Pumped-storage plant „Velebit“, (a) final state (b) during construction
LITERATURA Hrvatska elektroprivreda (2000): Hidroelektrane u Hrvatskoj p. 252. Jaroslav Černi, Institut za vodoprivredu (1977): RHE Obrovac-strojarnica. Završni elaborat kompleksnih istraživanja prve faze, Beograd, juni, 1977. NonveilIer, E., Szavits-Nossan, A.; Lisac, ZVišić, I., Ramon, M. (1982): Gründungsschacht 60 m tief als Brunnen abgesenkt, Springer-Verlag, Bauingenieur 57, 351-356 Vrkljan, I., NonveilIer, E., Szavits-Nossan, A.; Lisac, Z; Višić, I. (1983): Controlled sinking of an open end caisson in weak rock, Proceedings of 5-th International Congress on Rock Mechanics, Melbourne : Balkema, 1983. D337-D342. Nonveiller, E., Szavits-Nossan, A.; Lisac, Z., Višić, I. (1980): Geotehničke osnove projektiranja i gradnje okna strojarnice reverzibilne hidroelektrane, Saopćenja 5 simpozija Jugoslavenskog društva za mehaniku stijena i podzemne radove, Split. Knjiga 2, 58-63. Nonveiller, E. (1987): Open caisson for deep foundations, Journal of Geotechnical Engineering, Vol. 113,No. 5. 424-439 Meyerhof, G.G. (1961): The ultimate bearing capacity of wedge-shaped foundations, Int. Conf. SMFE, Paris, 3B716, pp. 105-109.
37 UDC: 624.19(23) (497.4) Stručni članak
DESIGN OF THE SECOND TUBE OF KARAVANKE TUNNEL Vojkan Jovičić, Ph.D. C.E., Boštjan Volk, MsC. C.E. IRGO Consulting d.o.o., Slovenčeva 93, 1000 Ljubljana, Slovenia. Email:
[email protected] ,
[email protected] ABSTRACT: Currently, the tunnel Karavanke is a one tube tunnel, which links European Union states of Slovenia and Austria. The tunnel is some 7,9 km long, out of which is approximately 3,5 km on the Slovenian side. As the only remaining one-tube tunnel at European corridor 10 (road E61) featuring the traffic in both directions in this part of Europe, the construction of the second tube has been long overdue. The paper was completed during the submission of the executive design of the second tube of Karavanke tunnel. The aim of the paper is to give an overview of the key issues that were dealt with during the several design stages and highlight the solutions that reflect the current state of the art in tunnel design.
PROJEKAT DRUGE CEVI TUNELA KARAVANKE REZIME: Tunel Karavanke je jednocevni autoputni tunel koji povezuje dve države evropske unije: Sloveniju i Austriju. Tunel je dugačak približno 7,9km od čega je 3,5 km na slovenačkoj strani. Gradnja druge cevi je potrebna već duže vremena jer je to poslednji tunel u kome se odvija dvosmerni saboraćaj na evropskom koridoru 10 (put E61) u tom delu Evrope. Članak je završen u času izrade Projekta za izvodjenje radova za drugu cev tunela Karavanke. Cilj članka je da predstavi ključne probleme koji su bile obradjene u ukviru izrade tehničke dokumentacije i da naglasi savremena tehnička rešenja, koja predstavljaju trenutnu praksu pri projektovanju tunela.
INTRODUCTION The tunnel Karavanke is some 7,9 km long single tube tunnel, which is located at European corridor 10, European road E61. It is the only remaining tunnel at the corridor 10 and also on the Slovenian network of motorways, which provides for the traffic in both directions. As such, the tunnel is in breach of the directive of European Council 2004/54/ES of 2004 which is given for the safety in tunnels. According to the directive, each tunnel longer than 1000m must have an escape route in the form of evacuation adit or the second tube, which
38
can be also used for single way traffic. In the light of this the construction of the second tube has been long overdue. The tunnel is the most frequent traffic link between the two European Union states of Slovenia and Austria. It is the last and the longest tunnel on the northern arm (Ljubljana – Jesenice) of the Slovenian motorway cross, shown in Figure 1. In historical terms the tunnel plays a significant role in connecting the Middle Europe with Southern Europe as the link passes beneath Karavanke chain of mountains, some 2500m high, which were a natural obstacle that was difficult to pass for centuries. Approximately half of the tunnel, that is some 3,5km, is on the Slovenian side.
Figure 1. Location of Karavanke tunnel on the northern arm of the Slovenian motorway network (DARS; https://www.dars.si/Dokumenti/O_avtocestah/Objekti_na_avtocestah/Predori_85.aspx)
The second tube of Karavanke tunnel is due to be constructed almost 30 years after the construction of the first tube. At that time the Slovenian civil engineering profession was relatively inexperienced with tunnelling, so the construction of such demanding tunnel presented almost an insurmountable obstacle. Regardless of the many difficulties, the construction of tunnel Karavanke was a great achievement in the former Yugoslavia, and the knowledge and the experience that was accumulated during that time remains relevant to the contractors and designers in the region to the present day. Today, there is a great deal more experience in tunnelling, which is based on the considerable experience gained in the last 20 years of the tunnel construction in the region. On the basis of it, there is also significantly better understanding of the conditions of the construction of the first tube of Karavanke tunnel. However, at the same time, the
39
construction of the second tube brings in different type of challenges in comparison with the first one as there is more demanding spatial location of it and also there is the fact that more strict health and safety regulations for tunnel construction need to be observed. The paper was completed during the submission of the executive design of the second tube of Karavanke tunnel. The aim of the paper is to give an overview of the key issues that were dealt with during the several design stages and highlight the solutions that reflect the current state of the art in tunnel design. The following topics will be covered in detail a) large convergence displacement that were encountered during the construction of the first tube and their estimate for the second tube for the same geological conditions, b) the huge inflows of water that occurred at several discrete locations during the excavations of the first tube and their implications on the design of the second tube and c) possible influence of the construction of the second tube on the functionality of the first tube, which will be under the traffic for the whole time of the construction of the second tube. It should be noted that all the key issues of the design of the second tube had their origin in the construction of the first tube. CONSTRUCTION OF THE FIRST TUBE The first design activities for the new Karavanke tunnel started in 1979 while the decision for the construction was taken in 1985. The company SCT was a chosen contractor for a Slovenian part of the tunnel. SCT started with the preparation works in January 1986, while the first excavation and the primary support of the top heading of the tunnel started in August 1986 (Mikoš, 1991). At approximately the same time, the excavation of the tunnel started from the Austrian side. The geotechnical conditions for the excavation works of the tunnel were summarized from the geological data that remained from the construction of the railway tunnel, which had almost a parallel axis, but was constructed some 100 years before. The scarce original data were upgraded with the results of the purposely executed site investigation, which were carried out to obtain the geotechnical model that is as accurate as possible. The design of the primary support of the tunnel was carried out according to the principles of NATM (New Austrian Tunnelling Method). The profile of the excavation was divided into top heading, bench and invert, which was not installed along the full length of the tunnel. It was an estimate at the time that the NATM is the adequate method for tunnel construction in difficult ground conditions, which were readily anticipated. On the basis of the devised longitudinal geological section the ground conditions for the Slovenian side of the tunnel were divided into the six categories and each category had its own support system, as shown in Figure 2 (Mikoš, 1991). The additional support system was developed for the loose ground, which was expected in the zone of shallow overburden, in which the moraine material dominated.
40
Figure 2 The overview of the excavation categories for the first tube (Mikoš, 1991)
The first support category (KRH1) was envisaged for the stable rock mass condition, which actually did not occur during the excavation. The second category (KRH2), envisaged for the ˝broken rock mass˝ was used only up to 3,6 % of the total length of the tunnel while the category (KRH3) envisaged for ˝ broken, spilling and folded˝ rock mass was used in 4,6 % of the tunnel. Majority of the tunnel construction, some 40,2 % was carried out in the category (KRH4), which was envisaged for ˝broken rock mass with rock pressure˝, while in the fifth category (KRH5) for the ˝heavily broken rock mass with heavy rock pressure˝ 25,4 % of the tunnel was executed. The sixth category (KRH6) was used in the conditions of ˝heavily broken rock mass with heavy rock pressures and strong water inflows” along 17,6 % of the tunnel length. Finally, the support category for the loose ground, which was seen mostly in the zone of shallow overburden, counted for approximately 8,6 % of the tunnel excavation. In general terms, according to the comprehensively written overview of the tunnel construction presented by Mikoš (1991), particular difficulties were caused by the presence of the squeezing rock conditions, the occurrence of methane and the strong water inflows. The difficulties started immediately during the excavation at shallow overburden in moraine materials, which was extremely heterogeneous. The roof protection was carried out using the 3,5 m long spears while some top heading instabilities also occurred. The large inflows of water started immediately on the transition into the rock mass material. In the
41
continuation the strong inflow of water of some 100 litres per second was encountered at the chainage of 732 to 746 meters. The water inflows were followed by the local instabilities and the wash out of the crushed and lose stone. According to Mikoš (1991), during the further advancing through the reddish gröden layers there were no difficulties. These started again at the transition to Permian and Carboniferous clastic rocks, which occurred at the chainages of around 1450 m. Here the condition of squeezing rock prevailed, which caused the failures of the tunnel lining in the diagonal direction relative to the tunnel axis. The deformations were put under control after the installation of the additional anchors and the construction of the invert. The section through Carboniferous slates was particularly demanding with higher squeezing pressures so that the 50 cm deformation gaps in the tunnel lining had to be introduced to preserve the integrity of the tunnel support (Budkovič, 1993). At the chainage 1700 m the tunnel excavation was fully in Carboniferous clastic rock. Instead of the expected 35 cm of total convergence movement these were accelerating in the top heading at a rate of around 17 cm per day (Mikoš, 1991). Large and fast deformations were pulling out the anchors and the anchor plates were sheared off. For this reason a new anchor head was introduced, which allowed for 20 cm of axial deformation before the full capacity of the anchor was activated. Also the deformation gaps were introduced into the lining so that more of the load was transferred to the rock mass before was taken by the tunnel lining. The extreme deformations were encountered at the transition from sandstone parties within the clastic rocks into the much weaker Carboniferous slates. These movements were at some points up to 150 cm so that some remedial works on the primary lining were inevitable despite all the measures that were undertaken to prevent this. The occurrence of the high concentration of methane was detected between the chainages 1560 m and 2600 m. This required a particular safety measures for the work under the methane regime, which additionally slowed down the progression (Mikoš, 1991). The presence of methane was detected by using the pre-drilling procedures, which were systematically used along this difficult section. Carboniferous section ended at the chainage of 2550 m. The next section was significantly easier featuring limestone and schlern dolomites. The high overburden, which was at this point some 800 m, and the high inflow of water did not caused particular difficulties. By the rule, after the excavation, the inflow of water quickly ceased and the predrilling, which was continuously used also at this section, was an effective measure to instrument the drainage. These conditions prevailed up to the chainage 3030 m, in which the pre-drilling indicated that an aquifer zone lies ahead featuring extremely high water pressures. The additional boreholes were installed at the head of excavation, but these were clogged almost immediately and it was clear that the water pressure build up behind the top heading would inevitably cause an incontrollable and dangerous failure. At this point the human workforce and the machines were moved far out from the top heading and the failure was caused remotely by the controlled blast. The sudden inflow of huge amount of water flooded the tunnel. There was an estimate that 4500 m3 of the material was washed out and that the initial inflow was some 1 m3 per second (Mikoš, 1991).
42
Once the inflow of the water became controllable and constant the major remedial works started. Gabions were used to ensure the stability of the locally damaged tunnel lining. The water pressure relieve boreholes were further installed at the head of excavation to enable controllable drainage conditions. Finally, the bypass pilot tunnel of smaller dimensions was built along the deviation of the tunnel axis, which revealed a major fault zone that was channelling the water inflow. More pressure relief boreholes were installed from the bypass pilot tunnel towards the main axis. After the progression through the fault zone the pilot tunnel was re-directed along the tunnel axis and the works advanced within the relatively simple geotechnical conditions with no further delay. At the position of the fault zone, the head of the excavation of the main tunnel was injected and stabilised and the breakthrough of the main tunnel within the fault zone was carried out in fully controllable manner. The continuation of the excavation up to the state border was relatively undemanding as the last 400 m of the tunnel construction were carried out within the hard limestone and dolomites with occasional sections of marl and sandstone. The final breakthrough of the tunnel occurred in May 1989. The final works, which included the construction of the secondary lining, took some 12 months while the installation of the electro equipment was carried out for another 12 months. Despite all the difficulties the plan was followed without the significant delays and the tunnel was officially opened on the 1st of June in 1991 (Mikoš, 1991). SECONDARY LINING AND THE FACILITY ELEMENTS OF THE SECOND TUBE Tunnel Karavanke was conceptually designed as a two tube tunnel from the very beginning. At the later stage, in the eighties, it was concluded that the traffic needs would be lower than anticipated and according to the state contract between Austria and Slovenia the decision was taken that the Karavanke tunnel would be built in two phases, first as a single tube tunnel, and secondly that the upgrade in the form of the second tube will follow once the traffic conditions are significantly changed. This period was relatively short as already in the nighties the seasonal increase in traffic (summer and winter holidays) and unresolved issue of the tunnel evacuation were instrumental in the decision that the second tube should be built. Finally, the European Directive ES introduced in 2004 forced both Austrian and Slovenian sides to intensify the preparation of the construction of the second tube. For this purpose it was given a fifteen years period for the implementation of the directive which is due in 2019. The scheme design project for the construction of the second tube started in 2014, while the main and executive designs were carried out during the years 2016 and 2017. The tender for the construction, which will include also the major reconstruction of the existing tube is expected to be published in December this year so that the works can start early in 2019. The expected time of construction, including the remedial works of the first tube and installation of the equipment for the new system of ventilation and traffic monitoring and signalling is expected to last for five years.
43
Figure 3 Characteristic cross section of the second tube of Karavanke tunnel
Characteristic cross section of the second tube with shallow invert is presented in Figure 3. The characteristic profile of the tunnel is in full accordance with the valid regulations in Austria and Slovenia and is the result of coordination of the two designer sides. The main feature of the profile is the upper gallery, separated from the bright profile of the tunnel by the roof slab. The upper gallery is used as a ventilation duct and at some sections is divided into two parts to enable the circulation of the air in and out of the tube. The secondary lining of the second tune has a typical profile, which is accordance to NATM, in which the inner lining does not take any force form the surrounding ground and can be installed only after the cessation of the convergence movement of the primary lining. In the sections in which the sulphate corrosion is possible due to aggression of the underground water the reinforced inner lining is predicted, otherwise is without reinforcement. The fire resistance of the reinforced secondary lining is improved by the addition of the polypropylene microfibers (Mikoš, 1991). The difference between the old and the new profile from geotechnical point of view is mainly in the shape of the invert, which is now envisaged to be deeper. Also the drainage layer, which was not introduced in the first tunnel tube, is now the constituent part of the invert. From the traffic and safety point of view the changes were also needed: the layout of
44
the road surface is wider; the upper road structure is much stronger and the details of the de-watering system are improved. As the first tube was already conceptually designed as part of the two tube tunnel system the facility elements were partly built in according to then applicable standard RVS 9.281. Along the full length of the tunnel there was seven parking bay (AN) niches, one turnaround niche (UN), two turn-around tunnels, four drive-through passages (FQ), fifteen pedestrian passages, 44 emergency niches (NRN), 75 hydro-supply niches (FLN) and two power stations, which are located in the middle of the tunnel on the Austrian side. The schematic of the facilities in the existing tunnel, also indicating the second tube, is shown in Figure 4.
Figure 4 Schematic of the facilities in the existing tunnel, also indicating the second tube
Regardless of that the all the cross passages were built half way to the second tube, they need to be re-profiled to accommodate the currently valid regulations. The distinctions to this rule are the two turn-around tunnels, in which the drive-through passages can be installed without additional excavation. GEOLOGICAL CONDITIONS AND TUNNEL SUPPORTING MEASURES Following the needs for the main design of the second tube the comprehensive site investigations were carried during the years 2015 and 2016. This information was
45
complemented with vary detailed geological mapping, which was carried out during the excavation of the first tube (Budkovič, 1999). As already indicated in the Section 1, the geological conditions in the Karavanke tunnel were difficult and variable, so that geological units are changeable at small distances. The main lithological units, which were found along the tunnel axis were Permian and Carboniferous clastic rocks with limestone lenses; Middle Permian clastic rocks with brecciated and limestone rock and Upper Permian clastic rocks within Triassic development of Carboniferous clastic rock. In the wider area of the south portal there are Quaternary sediments in the form of glacial moraine and weathered rock formations. Main tectonic units developed in directions (E)-(W) are intersected with several, almost vertical, faults in the directions (NE)-(SW) and (NW)-(SE) (Geološki zavod Slovenije, 1988). The prediction of the longitudinal geological section along the second tube is presented in Figure 5. The following geological units are isolated at the section: QMO – Quaternary sediments (chainages km 7.8+21 to 7.5+53), glacial moraine and weathered rock formations (sand and gravel with silt parties and larger carbonate blocks); ST – Lower Triassic Werfen formation (chainages km 7.5+53 to 6.9+54), built by oolithic limestone, marl limestone and sandstone; P – Permian layers (chainages km 6.9+54 to 6.1+56) with characteristic Bellerophon formation (dolomit) and Gröden formation (quartz conglomerate, sandstone and slate clay stone), PC – Upper Carboniferous and Lower Permian layers (chainages km 6.1+56 to 5.1+13) in the form of limestone, quartz conglomerate, sandstone and slate clay stone and T – Upper to Lower Triassic layers (chainages km 5.1+13 to 4.3+76) made of Rabelj formation (marl, marl-limestone and limestone) and Schlern formation (breccia and dolomite).
46
Figure 5: The longitudinal geological section along the second tube with rock mass characterisation
47
Generally, the geotechnical model of the second tube of Karavanke tunnel on the Slovenian side is divided into the five sections: Section 1 – low overburden in moraine and weathered rock material, Section 2 - – Lower Triassic Werfen formation with average overburden of *m, in which high water inflow is expected, Section 3 – Permian and Carboniferous clastic rock with low capacity and high deformability under average overburden of *m; Section 4 – Triassic section with relatively stable conditions but with water bearing fault zone on the end and Section 5 - Triassic dolomite section in stable conditions (Budkovič, 1999). Given the complex geological structure and the experience from the construction of the first tube the following challenges were met in the design of the second tube: a) large convergence displacements, b) the huge inflows of water and their implications on the construction and c) possible influence of the construction of the second tube on the functionality of the first tube. All these issues will be addressed in continuation. (i)
Large convergence displacements
During the construction of the first tube the large convergence displacements were first encountered in extreme form at the chainage 1450 m in which there was a transition from Permian to Permian-Carboniferous rock in the form of clay slate structure. The deformations that were measured along the tunnel are shown in Figure 6. As it can be seen in the figure even more extreme deformations, up to 1,5 m were experienced at the chainage of 1700 m. The trend of high displacements continued along the full length of Permian-Carboniferous section with similar magnitude of deformation (Mikoš, 1991). The philosophy of the NATM method is based on the notion that the lining needs to be flexible so that majority of the load taken by the relaxation of the initial stresses is taken by the surrounding rock mass. This is very difficult to achieve in the condition of the squeezing rock in which the ratio between the height of overburden and the uniaxial strength of the rock mass is very high. This implicitly leads to high and wide plasticisation of the rock mass around the cavity and premature installation of the tunnel lining will result in the loss of lining integrity. The measures that are predicted to cope with large convergence displacements under the conditions of squeezing rock include the use of deformation gaps (once they close the lining start taking the load) which are integrated in the lining. They can be made to be load bearing, which can help in controlling the rate of the convergence movements and thus transfer of the force from the rock mass to the tunnel lining. The next measure is the use of the anchors with flexible rods so that they elongate more than the usual anchors, which enable them to take the full load after the significant level of deformation. Finally, the control of the large convergence displacements can be carried out to a certain extent by the careful sequencing of the excavation of the top heading bench and the invert. The closing of the invert should be carefully chosen once the activation of the lining is nearing to the full capacity. For this purpose the load cells are predicted to be installed in the deformation gaps so that the process can be monitored in real time and the adequate decision can be taken on time and within the required tolerances. The typical cross section, in which supporting measures are presented in the zone of squeezing rock
48
conditions, in which the large convergence displacements are expected, is shown in Figure 7.
Figure 6 The magnitude of convergence movement experienced during the construction of the first tube
Figure 7 Support system for the second tube for the of squeezing rock conditions
49
(ii)
Large inflows of water
As it was explained before, during the excavation of the first tube the large inflows of water were at some point almost insurmountable obstacle for the construction of the tunnel. The hydrogeological report (IRGO, 2014) based on the new site investigation and the observation of the current state of the drainage in the existing tube located seven aquifers that are relevant for the tunnel. The most water bearing aquifer, which caused the large inflow of water and stopped the excavation of the first tube, is the highly permeable and fissured Schlernian dolomite aquifer that is heavily influenced by the Goliški fault. The aquifer has a free water table and is characterised by the large differences in permeability, around 100 times higher, along the certain parts of the fault zone. This situation enables the channelling of the large quantities of the water so that the water pressures of up to 75 bars can be found at the deep fault layers reaching the elevation of the tunnel. During the excavation of the first tube the maximum inflow was in the Schlemian dolomite aquifer with some 5000 litres per second (Mikoš, 1991). The other inflows were drained relatively quickly, after three to four months, during the construction of the tunnel However, after 25 years of the drainage activity provided by the drainage system of the tunnel the Schlemian dolomite aquifer was not drained. At the moment it provides with the inflow of some 60 l per second (Brenčič, M. & Poltnig, W., 2008).. During the nighties the water from tunnel Karavanke was bottled and sold under the brand Juliana. This practise was closed down by the authorities as the initial facilities were not built in accordance with currently valid regulations. Nevertheless, the authorities also requested that the water supply is protected and is the task of the designer to provide the new facilities for this purpose in the second tube. It is anticipated that the hydrogeological conditions would be much more favourable during the excavation of the second tube in the comparison with the first. The difference between the axes of the tunnels is some 40 to 70 metres so that the drainage system of the tunnel represents some form of the regulated drainage of the aquifers, which can be also felt in the second tube. This is the reason to expect the significantly lower water inflows in the second tube during the excavation. Nevertheless, several measures were devised to control the inflow of the water during the construction of the second tube and to prevent the flooding of the tunnel that occurred during the excavation of the first tube. Pre-drilling will be used systematically along the excavation of the tunnel. The pressures will be monitored during the pre-drilling and the pressure relief boreholes will be installed if needed. For the transition through the Schlemian dolomite aquifer a pilot tunnel will be used should the conditions would be very demanding. The pilot tunnel is designed to have approximately one third of the excavation surface in the comparison by the main tube. The utilisation of the pilot tunnel had several purposes. The first one is to enable for the controlled drainage of the Goliški fault so that the efficient pressure relief boreholes can be installed at the appropriate places. The second purpose is to cause partial stress relief in the area of the fault so that the tunnel lining of the full profile can take lesser load than otherwise. Finally, after the completion of the drainage measures the pilot tunnel can be used to improve the
50
local stability for the excavation of the main tube by the injection of the rock mass, which will be weakened by the wash out of the debris caused by the inflow. The cross section of the pilot tunnel relative to the main tube is presented in Figure 8.
Figure 8 The cross section of the pilot tunnel relative to the main tube. (iii)
The influence of the excavation of the second tube on the existing tube
It is the widely accepted notion that is the construction of the second tunnel tube, which is located alongside of the previously built first tube, much less demanding and generally easier. This is attributed to the improved hydrogeological conditions (usually, the existing tube would have had drained the aquifers) and also due to better understanding of the geological conditions. In the case of Karavanke tunnel both notions are also true but there is also a strong impact of the technological advance in tunnel construction that developed in the last 25 years. However, given that the tubes are some 60 m apart and there is a high level of expected deformations there is a point in which the construction of the first tube should be regarded easier than of the second tube. At the time of the construction of the first tube there was no running traffic nearby, which could have been undermined by the works. The fact that 60 m apart from the critical section, in which squeezing rock conditions prevail, the movements must be limited in order not the damage the existing tube is against the principles of NATM method and this presents a considerable challenge. Allowance of too big deformations can cause additional relaxation of the stresses around the existing tube and thus additional load on the lining. It is important to say that the state of the lining in the existing tube is far from perfect as it was subject to 25 years of exploitation.
51
The measures explained in (i) will be used to control the level of deformation. Also, during the construction of the second tube the comprehensive system of monitoring will be installed in the first tube. This will be based on real time measurement and will include the measurement of deformation, inner stresses and visual inspections. The observational method will be defined for the critical values of the deformation and appropriate measures for reduction of the displacement in the second tube will be undertaken in real time and with no necessary delays. CONCLUSIONS The tunnel Karavanke is some 7,9 km long single tube motorway tunnel, which is located at European road E61 connecting the European Union states of Slovenia and Austria. The single tube tunnel provides for the traffic in both directions and due to the lack of evacuation routes is in the breach of the directive of European Council 2004/54/ES for safety in tunnels. Due to this and the increased level of traffic the decision was taken to build the second tube, with the preparation woks to be started in 2019. For this purpose the design for the second tube is nearing to the completion and the tender for the civil works is expected to be publicly announced by the end of this year. The paper gives an overview of the difficulties that were encountered during the construction of the first tube. It also provides with general outline of the geological conditions and highlights the key issues that had to be addressed in the design of the second tube. The main design issues and challenges can be divided into three main categories: a) large convergence displacement that are expected in squeezing rock conditions, which were also encountered during the construction of the first tube, b) the huge water inrushes that occurred during the excavation of the first tube (including the flooding of the tunnel) and their probable implications on the construction of the second tube and finally c) the possible influence of the construction of the second tube on the functionality of the first tube. All these issues were explained in the details and some design solutions were indicated in the paper. Deservedly so, the construction of Karavanke tunnel in the past were regarded as a major professional achievement in civil engineering former Yugoslavia. The construction of the second tube, regardless of some benefits caused by the construction of the first tube due to easier hydrogeological conditions, would be, by no doubt still very demanding task, and will necessitate the full mobilisation of designers, supervising engineers and contractors in order to be successfully competed in 2021.
LITERATURE Mikoš, B. 1991, Cestni predor Karavanke. Republiška uprava za ceste, Ljubljana in Tauernautobahn AG, Salzburg, Frohnweller Druck GesmbH, april 1991, 65 p.
52
Mikoš, B. 1991, Predor Karavanke, Geologija in geotehnika, Cestni inženiring p.o., Herausgeber, 1991, 72 p. IRGO, 2014, Hidrogeološko poročilo za predor Karavanke, Dograditev AC Predora Karavanke – Predor, Idejni projekt, oktober 2014, 56 p. Direktiva Evropskega Parlamenta in Sveta 2004/54/ES, Uradni list Evropske unije, april 2004, 21 p. Brenčič, M. & Poltnig, W. 2008. Podzemne vode Karavank / Grundwasser der Karawanken. Geološki zavod Slovenije & Joanneum Research Forschungsgesellschaft, 144 p. Budkovič, T. 1993. Geologija Karavanškega cestnega predora. Magistrska naloga. Ljubljana, Univerza v Ljubljani, Fakulteta za naravoslovje in tehnologijo: 62 p. Budkovič, T. 1999. Geology of the Slovene Part of the Karavanke Road Tunnel. Gabhandlungen der Geologischen Bundesanstalt, 56/2; p. 35-48. Geološko poročilo, (Geološki zavod Slovenije, 1988), arh.št. 194.
53 UDC: 624.157 Izvorni naučni članak
SOIL LIQUEFACTION – FROM RESEARCH TO PRACTICE, LESSONS LEARNED Vlatko Sheshov, Kosta Talaganov, Kemal Edip, Julijana Bojadzieva, Toni Kitanovski, Jordanka Chaneva University "Ss Cyril and Methodius" in Skopje, Institute of Earthquake Engineering and Engineering Seismology, IZIIS, Todor Aleksandrov 165, P.O.Box 101, 1000 Skopje, Macedonia Tel: +389-2-3107-701 Fax:+389-2-3112-163
[email protected] ,
[email protected] ABSTRACT Earthquake destructive effects upon urban areas, buildings, economies, are huge challenges for each society located in a seismically prone region. The society should be very well prepared and organized to ‘survive’ 60 seconds of ground trembling with minimum losses. Sank houses, overturned buildings, cut off pipelines, collapsed bridge-decks, uplifted manholes, huge area covered by sand and mud, are post-earthquake nightmares for each engineer caused by soil liquefaction phenomenon. During an earthquake, the propagation of seismic waves causes the loose sand to contract, resulting in an increase of pore water pressure. Because the seismic shaking occurs so quickly, the sandy layers are subjected to an un-drained loading and turn into a liquid-viscous condition, which is known as liquefaction. The paper presents overview on research activities which have been done on various aspects of soil liquefaction. KEY WORDS: liquefaction, piles, element test, shaking table
INTRODUCTION Throughout the last decades, liquefaction phenomenon has been one of the most frequently discussed subjects in geotechnical earthquake engineering. It was not until 1964 that liquefaction came to be considered seriously by engineers. In a three-month period in 1964, two big earthquakes (Good Friday Earthquake Mw=9.2, Alaska, USA and Ms=7.5 Niigata earthquake, Japan) produced spectacular examples of liquefaction-induced damages. Over the four decades that have followed 1964 big earthquakes, significant efforts have been made to improve the knowledge of the mechanism and consequences of soil liquefaction. Seed and Idriss from USA, and Kenji Ishihara with co-workers from Japan, did a tremendous work investigating liquefaction resistance of soils in the seventies of the last century. As the years passed and earthquakes continued to provide lessons and data, researchers and engineers became increasingly aware of the additional potential
54
liquefaction problems. The importance of measures to mitigate or to reduce the liquefaction potential began to attract an increased attention. The investigations done by Booker and Seed (1977) have given considerable contribution particularly to the theoretical explanation of the method for liquefaction mitigation, dissipation method by use of gravel drains. The intensive investigations that have been performed in the 70’s and 80’s (Tokimatsu & Yoshimi 1980), Sasaki & Taniguchi (1982), Onoue, Mori & Takano (1987)) contributed to the start with application of measures for liquefaction mitigation. Then the Great Hanshin Earthquake struck Kobe in 1995. Intensive soil liquefaction took place during this earthquake which increased direct and indirect losses. Kobe harbor, one of the busiest in Japan, was out of operation for more than six months. The soil liquefaction and liquefaction related consequences (lateral spreading, soil subsidence, large deformation, tilting of quay walls) were pointed as one of the main reasons. But, on the other hand, this tragic event showed very well documented examples of efficiency of mitigation measures against liquefaction (Yoshida, N. 2000). In those urban areas where mitigation measures had been applied, the total losses due to liquefaction induced damages were reduced to minimum. (Special Issue of Soil and Foundation, January 1996). Encouraged by the Kobe‘s positive cases, research concerning measures for liquefaction mitigation has been intensified. Studies done by Pestana, J.,M 1997, Yeung, A. T., 1997, Rollins et al. 2004, and others established this research topic as one of the major field in the earthquake geotechnical engineering. Soil liquefaction has been an interesting topic also for the Macedonian researchers. 1979 Montenegro Earthquake can be treated as a starting point for intensive investigations in this region, led by IZIIS, Skopje. The experience gathered from this earthquake enabled the establishment of a solid research group at IZIIS which has been carrying out the research activities regarding soil liquefaction until present. (Talaganov, K. 1986, Sheshov, V. 2003, Edip, K., Bojadzieva, J. 2015). Results from several studies on soil liquefaction which were carried out by IZIIS researchers will be presented in this paper. PERFORMANCE OF PILE FOUNDATION IN LIQUEFIED SOIL Permanent displacements of ground induced by seismic liquefaction often caused severe damages to structures. Many case reports have shown damages and collapses of pile foundations during past earthquakes. Investigations carried out after the Niigata 1964 Earthquake showed that damages observed on pile foundations were strongly related to large permanent ground displacement which was induced by intensive liquefaction, (Hamada et al, 1986). A large number of pile foundations were deformed and damaged during the Kobe Earthquake 1995 due to movement of quay walls and revetments toward the sea which brought extensive flow of the ground behind them. These and also other case histories clearly (Yasuda and Berill, 2000) demonstrate that pile foundations are susceptible to seismic damages. Pile foundation which is mainly designed to carry the vertical loads, during the earthquakes loses the lateral support of surrounding liquefied ground and at the same time is exposed to large lateral ground deformation induced by flow of liquefied soil. Extensive studies were done after the 1995 Kobe Earthquake to investigate the mechanism of pile damages. Tamura et al. performed back analysis of damaged bridge foundations and
55
shaking table tests. Based on their results they concluded that the ground flow force acting on pile foundation can be estimated as the sum of the passive earth pressure of the surface non-liquefiable layer and 30% of the overburden pressure of the liquefiable layer which had been incorporated into the Specifications for Highway Bridges in Japan, PartV , Seismic design. Imamura et al. conducted several centrifuge model tests investigating the pile group behavior subjected to lateral flow of liquefied ground. Their study demonstrated that when the pile spacing is more than 3 to 4 times of pile diameter there are no interactions between piles, so the pile responses can be treated as single pile response. Most of the present information about seismic behavior of pile foundation in liquefied soils is still based on results of studies which represent the pile foundation as single pile or small group pile (2x2 or 3x3). Knowledge of the group pile response on lateral spreading of liquefied soil is very limited. This study investigates the behavior of large group of piles on lateral flow of liquefied soil by performing a series of shaking table tests. SHAKING TABLE TESTS Table 1 summarizes main characteristics of eight experiments which were conducted on shaking table facility at the University of Tokyo, Civil Engineering Department, Japan. Tested models were prepared in a rigid square container with dimensions of 2 m side and 0.60 m high which was mounted on a shaking table. Two different setups of group piles were investigated i.e. 6 x 6 and 11 x 11 group pile models. Fig.1 presents pile models with 6x6 pile group (Model1, Model2 & Model3) and Fig. 2 presents pile models with 11x11 pile group (Model4 - Model8). The pile group models consider two type of pile spacing: 5 times of pile diameter in case of 6x6 group piles and 2.5 pile diameter in case of 11 x 11 piles group. Table 1 Tested models Test Sand, relative density Model1 Toyoura (Dr=35%) Model2 Toyoura (Dr=60%) Model3 Toyoura (Dr=40%) Model4 Toyoura (Dr=35%) Model5 Toyoura (Dr=35%) Model6 Toyoura (Dr=40%) Model7 Toyoura (Dr=45%) Model8 Toyoura (Dr=65%)
Piles 6x6 6x6 6x6 11 x 11 11 x 11 11 x 11 11 x 11 11 x 11
Spacing 5D 5D 5D 2.5 D 2.5 D 2.5 D 2.5 D 2.5 D
Duration, direction of shaking Td=30 sec (in slope dir.) Td=30 sec (in slope dir.) Td=30 sec (perpendicular) Td=30 sec (in slope dir.) Td=30 sec (perpendicular) Td=5 sec (perpendicular) Td=5 sec (in slope dir.) Td=30 sec ( in slope dir.)
Piles whose characteristics are shown in Table2 were fixed at the bottom and free at the top. Such a simple pile model can eliminate the inertial effects of super structure on pile response and more clearly observe the kinematic effects of liquefaction induced horizontal displacements which were the primary goal of this study. Toyoura sand was used to prepare the ground model, Table 3. Model1 and Model4 were prepared by water sedimentation method.
56
Down part
Upper part
Middle free field
a) 6 x 6 pile group (5D spacing)
b) 11 x 11 pile group (2.5D spacing)
Figure 1. Layout of shaking table tests – soil models, instrumentation setup Table 2. Properties of pile Material Height , (cm) Outer / Inner diameter , (cm) E, (N/cm2) EI, (Ncm2)
Plastic 35 3.2 / 2.5 400000 1200000
Table 3. Material properties of Toyoura sand Property Toyoura Specific weight Gs, kg/m3 2.653 Maximum void ratio, emax 0.93 Minimum void ratio, emin 0.62 Mean particle diameter, D50, mm 0.16 2.95 Fines content,%
First, piles were mounted at the bottom of container and then the container was filled with water to a certain level. Predetermined mass of sand was rained through system of sieves into the container to form 5 cm layer. The procedure was repeated until final height of soil model was reached and initial slope of 5% was formed. With this procedure relative density of 30-40% of soil was obtained. Model2, Model3, and Model5 to 8 were prepared by jetting of pressurized water into the ground to create loose deposit. Once the sand was in container the hose, through which the pressurized water was supplied, was constantly moved thoughout whole area in order to produce a uniform deposit. To prepare denser soil models shaking of low amplitude and high frequency with long duration was applied until desired density was achieved. Soil settlements and pore water pressure were monitored during this pre-shaking. In all tests level of water inside the container was made equal to maximum
57
elevation of slope. Piles were instrumented with strain gauges which were attached on different location along the pile height, Fig2.
Fig.2 Locations of strain gauges along the pile height
Accelerations, excess pore water pressures, soil displacements and pile bending strains were recorded during the tests. Also colored sand lines were used to observe the soil deformations during the shaking through a transparent side window of the container. All models were subjected to same amplitude of 250 gal and frequency f=10 Hz of shaking only direction and duration of shaking were varied. TEST RESULTS Permanent ground displacements - In order to investigate mechanism of ground flow induced by liquefaction and its effects on pile group response, several parameters were varied during the shaking table tests. Initial slope inclination of 5% was kept unchanged constant in all the experiments while direction of shaking was changing and duration of shaking, too. Permanent ground displacements were measured with inclinometers canceling the cyclic components by filtering the time histories with low pass filter. These recorded displacements were in good agreement with the displacements observed by colored markers on the transparent side of wall and on the surface of the soil model. Effects of shaking on permanent displacements of liquefied soil during the experiments can be observed in Fig.3a, Fig.3b and Fig.3c. Time histories of permanent ground displacement presented in Fig.3 were measured by inclinometer located at the middle free field of the models. Fig. 3a presents results of permanent ground displacements in Model4 where shaking was applied in the same direction as slope inclination. Fig. 3b presents results of permanent ground displacements in Model5 where shaking was applied in the perpendicular direction as slope inclination and Fig. 3c presents results of permanent ground displacements in Model7 where shaking was applied in the same direction as slope inclination but the duration of shaking was only 5 sec. Soil displacements presented in Fig.3a-3c were recorded by inclinometers located in middle section between the pile group and the side wall of the container (see Fig.1). Shapes of presented soil displacements Fig.3a to Fig.3c were no different so much, showing
58
smaller values at the bottom and increasing to maximum values at top of the soil profile, but the magnitude of permanent ground displacements shows different values in each of the presented models. Maximum ground displacements were observed in Model4 (Fig.3a) while in Model5 (Fig.3b) and in Model7 (Fig.3c) permanent ground displacements were smaller. Fig.4a and Fig.4b presents the time histories of excess pore water pressure ratio and permanent ground displacements recorded at middle section of slope between piles in Model1 and Model4.
a)
b)
c) Figure 3. Effects of shaking on permanent ground displacements
Fig.4a shows that excess pore water pressure ratio history in Model1 was maintained at constant high value ru=1.0 (ru=∆u / σv’, ∆u-excess pore water pressure during the shaking, σv’-initial effective stress) during the entire time of shaking, while in Model4 (Fig.4b) it can be observed that after some period of constant high value, excess pore water pressure decreased to some extent at the end of shaking. Time history of permanent ground displacement in Fig.4a shows tendency of continuously increasing and accumulation of ground displacement reaching the maximum almost at the end of shaking. The history of
59
permanent ground displacement in Model4 Fig4b, has tendency of increasing and accumulation until t=22 sec. at the same time where decreasing in excess pore water pressure ratio was started. After this no increasing was observed and permanent ground displacement shows constant value till the end of shaking.
a) Model 1 b) Model 4 Figure 4 Time history of excess pore water pressure ratio and permanent ground displacement in Model1 & Model5
a) Model 1 b) Model 4 Figure 5. Permanent ground displacement in Model1 & Model4
Figure 5a shows maximum ground displacements in soil profile obtained between the piles in the pile group on two locations and maximum ground displacements observed in the middle free field at Model 1. Figure 5b presents results of maximum ground displacements in soil profile obtained between the piles in the pile group and in the middle free field at Model4. Ratio between maximum ground displacement measured at the middle free field and maximum ground displacement measured between piles is presented in Table4. Table 4 Maximum ground displacements Soil Displ. (cm) max δy free field / max δy between piles Soil Displacement (cm) max δy free field / max δy between piles
Model1 11 / 6 Model5 9 / 3.5
Model2 8.5 / 7 Model6 5/1
Model3 9.5 / 6 Model7 5.8 / 2
Model4 12.5 / 5 Model8 9.5 / 5
60
Results presented in Table 4 shows that in the case of 5D pile spacing soil flow between piles was restrained to 54-82 % of maximum measured ground displacement at the middle free field. In the case of 2.5D pile spacing soil flow between piles was restrained to 20-50 % of maximum measured ground displacement at the middle free field. Restrain of the soil flow between piles was observed to be larger in the cases when the shaking was applied perpendicular to the direction of the slope. Here it should be pointed out that the measurement of permanent ground displacement between piles especially when the pile spacing is smaller is a quite difficult task. Although inclinometers can give us information about soil displacements their reliable measurement can be affected when the surrounding free space (soil) is limited. In this study soil displacement obtained by inclinometers were compared with the maximum soil displacements measured by the colored lines and markers, Fig.5b. Agreement between these two measurements was satisfactory in most of the performed tests. Pile Group Response - Piles were instrumented with strain gauges attached on different locations along the pile height, Fig.2. Strain gauges were attached on the outer wall of the pile and were covered by tape to protect them and secure reliable functioning in wet environment. Results which were directly measured by strain gauges were the pile bending strains. Pile bending moments are linearly dependent on bending strains in elastic domain, so the pile bending moments were directly estimated by the recordings of strain gauges during the tests. Interpolating polynomials were fit to the recorded moment data. Shear forces and lateral loading acting on pile were obtained by differentiation, while rotation and pile displacement were obtained by integration of the bending moment polynomial curve at each time step. Fig.6a and Fig.6b present time histories of bending moments obtained at the bottom on two piles during the shaking table test on Model1 and Model4. In case of Model1 (Fig.6a) Pile1 which is located in front pile row shows larger bending moment as compared with Pile3 located in inner pile rows. Bending moments measured in front pile row Pile9 are significantly large than bending moments measured at inner pile row Pile4 in Model4 (Fig.6b). Locations of piles in the pile group presented in Fig.6a and Fig.6b are illustrated in Fig.1. Mechanism of soil-pile interaction during the performed tests can be clarified in Fig.7 and Fig.8. Figure 7 shows test results of permanent ground displacement along the soil profile and pile deformation in three different time steps. As it can be seen from the Fig.7 soil displacements are much larger then pile displacements throughout the shaking. The permanent soil displacements are the cause and lateral loads along the piles are the consequences. This is characteristic behavior of so called “passive piles”, see De Beer, E., 1997. Pile bending moment measured at the bottom of the pile and histories of soil displacement and soil flow velocity measured at the top portion of soil profile are presented in Fig.8. Results of soil flow velocities were calculated by differentiation of permanent soil displacements time histories. The pile response has a similar shape with that of the soil flow velocity. This suggests that lateral force which is acting on the pile during the soil flow has a liquid-like nature. Similar observations had been presented by Hamada, M., 2000.
61
11 x 11 pile group
a) Model 1 b) Model 4 Figure 6. Time histories of pile bending moment in front and inner pile row
Figure 7. Soil flow vs. pile displacements
Figure 8 Pile bending moment vs. ground surface displacement and flow velocity
62
Fig.9a and Fig.9b present distribution of normalized maximum bending moments recorded in each pile of the pile group in case of 5D and 2.5 D pile spacing. Maximum pile bending moments were normalized by maximum bending moment measured in front row pile. Distribution of maximum bending moments in pile group presented in Fig.9a and Fig.9b shows that pile bending moments is decreasing toward the inner pile rows and slightly increasing at the last pile row. Decreasing of bending moments measured in inner pile rows compare to those in front pile row was more significant in the case of 2.5D pile spacing (Fig.9b) than in 5D pile spacing (Fig.9a).
a) 5D spacing
b) 2.5D spacing
Figure 9 Distribution of maximum bending moments in the pile group with 5D & 2.5D pile spacing
Lateral force per pile row / Total lateral force (%)
Fig.10a presents the participation of each pile row of the total lateral force that is acting on the pile group due to ground flow of liquefied soil in the case of 5D pile spacing and Fig.10b presents the results for the case of 2.5D pile spacing. Two series presented in Fig.10b refer to results obtained when shaking was applied in the same direction as slope and direction of shaking perpendicular to slope inclination. Total lateral force acting on each pile row was calculated as a sum of maximum lateral forces acting on each pile in the row. In case when there was only one instrumented pile in the row, lateral force per pile row was estimated by multiplying this force with the number of piles in the row.
Front row
Pile row
Last row
a) 5D spacing b) 2.5D spacing Figure 10 Participation of each pile row in the total lateral force acting on the pile group
63
Fig.10a and Fig.10b show that piles in the pile group were subjected to different lateral loading due to soil flow of liquefied soil. First pile row received the biggest portion of the total lateral force while inner pile rows were subjected to much smaller lateral forces. Total lateral force acting on pile group in case of 5D pile spacing was estimated to be 110 N , while in the case of 2.5D spacing 350 N (shaking in the direction of slope and 200 N (shaking in perpendicular direction). Total lateral force due to lateral spreading of liquefied soil was also calculated using the formula given by the Specifications for highway bridges PartV Seismic design (Japan Road Association). According to this design code total lateral force was 260 N. It is important to be pointed that this design codes calculates liquefactioninduced lateral spreading force per unit area for pile foundation shall be multiplied by the outermost width between the piles at the both ends of the surface resisting the lateral spreading force [Specifications for Highway Bridges in Japan, Part V , Seismic design, Japan Road Association]. It also assumes that this force is acting on the first row of piles and it is equally shared by all piles. REMEDIAL MEASURES TO REDUCE LIQUEFACTION RISK The economic losses induced by soil liquefaction caused show that liquefaction resulted in nearly $1 billion worth of damage during the 1964 Niigata Japan earthquake (NRC, 1985), $99 million damage in the 1989 Loma Prieta earthquake (Holzer, 1998), and over $11.8 billion in damage to ports and wharf facilities in the 1995 Kobe earthquake (EQE, 1995). A very rational question arising from the lessons from past earthquakes is: Since we know the devastating nature of liquefaction, is the urbanization of areas with high soil liquefaction potential possible or not? There are two points of view regarding this question: economical and technical. In other words, would it be cheaper to avoid usage of these areas for other purposes rather than residential, or to implement scientifically-based technical measures in order to reduce the liquefaction potential and make it possible to construct safe buildings. The only way to turn these areas into construction sites is to implement efficient mitigation measures against liquefaction risk. Remedial measures can be classified as measures for improvement of foundation soil that can prevent liquefaction and measures to be taken for the structures to prevent damage in case of liquefaction. The prevention of liquefaction can be achieved by the increase of undrained cyclic strength as well as by improvement of resistance to deformation or by dissipation of pore water pressure. Pile foundation, foundation on firm ground, strengthening of spread foundation can also be treated as measures to reduce the liquefaction induced damages to facilities and buildings. Upon installation of countermeasures for liquefaction for an existing structure, a proximity structure receives many restrictions in construction space, construction period and the cost. This study presents a new drain method which can be constructed under a severe restrictions. It has been thought that the drain method is effective only when the earthquake motion level is low. When the earthquake motion is strong, it has been said that liquefaction can not be avoided regardless of the existence of drains Tokimatsu, K, et al, 1980. The present study, however, shows that drain is still useful under strong shaking from the viewpoint of damage mitigation of superstructures which is supported by piles.
64
In this study, shaking table tests were conducted on drain method in order to understand the relation between behavior of pile foundation in liquefied ground (p-y relation) and input earthquake motion as well as configuration of drains. OUTLINE OF NEW DRAIN METHOD The outline of a new drain method is shown in Fig.11. This method is consisted of φ50 to 100mm steel screen pipe which installation is carried out using a small boring machine or human power. The interval of a screen pipe is 0.5-1.5m and piles can be installed vertically or diagonally to predetermined depth.
liquefiable layer unliquefiable layer
Figure 11 Outline and construction sequence of new drain method The main features of the new drain method are: • It can be installed near and on existing structure. • Quick installation due of the simple construction method, • Limited disturbance of environment - no big noise and vibration, • Similar to gravel drain method, but has greater efficiencies. • Construction of screen pies enables easy maintenance EXPERIMENTAL PROGRAM In order to verify the efficiency of new drain method series of shaking table test were conducted. These tests have two objectives: - to investigate efficiency of the proposed drain method - dynamic response of pile foundation installed in liquefiable soil improved by drains Laboratory model tests on a shaking table using the laminar container in normal gravity field were performed. The laminar container used for these investigations is composed of horizontal layers incorporated in such a way that the friction between them is reduced to minimum. The relative motion between the layers should result from the soil deformations inside the model. In the model tests performed within this study for definition of the similitude relations, the solution proposed by Iai (1989) was implemented. It is important to point out that based on applied scaling factor permeability of soil model should be 11.18 of soil prototype. This was achieved by application of special viscous liquid instead of water
65
for saturation of soil model. Soil models consisted of two layers of completely saturated sand of different relative densities (Dr=80%, Dr=40%) and a gravel layer on the model surface, Fig.12. impermeable sheet
P3
P13
P2
L33
10
P9
A3
P13
10
Dr=40%
L33
3 P2
A4 P9
P5
P1
A3
A7
A2
P11
A1
L34
10
P10
A8
A2
A1
A5 P6
A9
A9 P1
Dr=40%
P14
40
A10
L7
A6
A10
L32 P10
A4
D
L6
A11
10
A11
10
P14
L31
10
P4 A5
L32
Gravel
40
3
A6
10
L31
D
L6
Gravel
10
L7
P12 P11
L35
50
50
50
50
L34
L35
Dr=80%
A12
Dr=80%
A12
a) soil model – no drains b) soil model – improved by drains Figure 12. Models layout and instrumentation
Models shown in Fig.12 were subjected to series of sinusoidal form of shaking with intensities from 0.05 g to 0.5g. In order to investigate influence of drain method on pile foundation, similar soil models were tested with installed pile foundation, Fig. 13. L6 L7
A11
Gravel
A5
S15
P7
A4
P4
A9
P10
A8
P6
A3
A7
P5
A2
Laser D
P.W.P Transducer
Drain
strain gauge 40
L3
P9
10
10
L2
Dr=40%
30
5
P8
A1
A6
P1
PA
10
L1
Accelerometer
10 P11
10
L4
S15
A10
8
L5
P5-P7
Dr=80%
S1
S1
L7 P8-P11
10
S2
A1-A5
10
S3
S2
50
S3
50
P6-P10
A12
L6 P1-P4
PB 10
10
10
Figure 13. Model with pile foundation and drains
RESULTS Efficiency of drains - The generation and the dissipation of excess pore pressure were of a particular interest and it was monitored during and after the termination of shaking. Fig.14 presents time histories of acceleration and excess pore pressure coefficient ru. In Fig.14a
66
two characteristic zones of response time histories can be seen, model with no drains: zone 1 – first several cycles of shaking the excess pore pressure coefficient ru is still very low and the soil model has stable acc response. As the shaking continues the ru increases up to 1, liquefaction occurred and there is sudden drop in acceleration response. This is typical behavior known as soil liquefaction. In Fig. 14b, the soil model is improved by installation of drains, it is clear that ru very slowly increases only up to value of 0.60 to 0.70 of effective vertical stresses. The drains prevent development of soil liquefaction. 3
0.3
2
0.2
1
-0.1 -0.2
acc4
-0.3
2
σ'v (t)=σ'v initial - u(t)
σ'v initial
pwp1
0 0.2
σv'
2
0.1
2
1
acc (g)
EPWP (kPa)
pwp2
0 3
1
3
σ'v (t)
σ'v initial
0
EPWP (kPa)
acc (g)
0.1
1
0 -0.1
epwp3
0
Input acc
-0.2
2.0
2.5
3.0
3.5
4.0
4.5
5.0
5.5
6.0
6.5
7.0
2.0
2.5
time (S)
3.0
3.5
4.0
4.5
5.0
5.5
6.0
6.5
7.0
7.5
8.0
time(s)
a) soil model – no drains
b) soil model with drains
Figure 14. Typical response of soil models during the shaking – time histories of acceleration and generation of excess pore pressure 1.25
1.0
Distance 1 cm from drains el.=-25 cm
0.9 1.00
0.8 0.7
0.75
ru=u/σ'
tliq / td
0.6 0.5 0.4
0.50
drains
0.3
micro & gravel
0.2
no drains
0.25
ADRA - micro drain BDRA - no drain CDRA - gravel drain DDRA - column pile
0.1 0.0 0.00
0.05
0.10
0.15
0.20
0.25
0.30
acc (g)
0.35
0.40
0.45
0.50
Fig.15 Necessary time for liquefaction
0.55
0.60
0.00 0.00
0.05
0.10
0.15
0.20
0.25
0.30
0.35
0.40
0.45
0.50
0.55
0.60
0.65
max Input acc (g)
Fig. 16 Max. excess pore pressure ratios ru,
Results presented in Fig. 15 shows that installation of drains increases the necessary time of shaking to produce liquefaction. Fig.16 shows results of maximum ru developed in soil model with and without drains. These results emphasis the relation between drain efficiency and spacing. Performance of pile foundation in improved liquefiable soil - Fig. 17 shows distribution of bending moments M, excess pore pressure coefficient ru and soil displacement ysoil along the depth of the pile in one selected time intervals (one entire cycle of shaking, 0.1s).
0
0
10
10
20
20
30
30
40
40
50
50
Dr=40% z (cm)
z (cm)
67
60
60
70
70
80
80 Dr=80%
90
90
t=5.50-5.60 s.
100 -3000
-1500
0
M (N mm)
1500
3000 0.0
0.5
ru
1.0 -1.5
-1.0
-0.5
0.0
0.5
y soil (mm)
1.0
1.5
t=3.00-3.10 s.
100 -2000
-1000
0
1000
M (N mm)
2000
0.0
0.5
1.0
ru
-1.0
-0.5
0.0
0.5
1.0
y soil (mm)
a) no drains b) drains installed Fig.17 Distribution of M, ru and ysoil at selected time period The tested models point to generally similar form of bending moment diagrams. In the layer with Dr = 80%, the moments have minimal values close to 0. Upwards, toward the shallower layers, there is an abrupt increase of moments in the part of the contact between two layers of different densities. The change of sign of moments in all the models, with no exception, occurs in the layer Dr = 40% at depth of 20-25 cm. The installed drains have influence on ru but there was not significant influence on response of pile foundation especially on higher intensities of shaking (>0.3g). CONCLUDING REMARKS The paper presents results and experiences gathered from experimental investigation on soil liquefaction as one of the most destructive geotechnical phenomena during strong earthquakes. Liquefaction consequences have been studied through series of shaking table tests focused on response of large pile group in liquefiable sloped ground and evaluation of the efficiency of new type of drain. The main findings can be summarized as follows: • Magnitude of permanent displacements induced by soil liquefaction in the pile group mainly depends on the pile spacing. Smaller pile spacing produced larger effects on soil displacements between piles. • Pile response correlates much better with the soil flow velocity than soil displacement, indicating the viscose nature of lateral pressure. • Piles in the pile group were subjected to different lateral force due to ground flow of liquefied soil. Pile spacing play a significant role in distribution of lateral force. • The new type of drains prove to be very efficient and environmental friendly remedial measure to decrease liquefaction risk. Drain spacing is one of the key parameter which determines the efficiency of the method. • In addition to the effect upon the coefficient of excess pore pressure ru, the drains also have a positive role upon the shortening of the time period for complete dissipation. • Drain method has limited influence on response of pile foundation in liquefiable ground especially under higher intensities of shaking
68
REFERENCES Yasuda, S., and Berrill J.B. Observations of the earthquake response of foundations in soil profiles containing saturated sands. Invited Paper, An International Conference on Geotechnical and Geological Engineering, GEOENG2000 , Melbourne, Australia Hamada, M., Yasuda,S., Isoyama, R., & Emoto, K., Study on liquefaction induced permanent ground displacements (1986), Report of Association for The Development of Earthquake Prediction Specifications for Highway Bridges in Japan, Part V , Seismic design, Japan Road Association De Beer, E., Piles subjected to static lateral loads, The effect of horizontal loads on piles, due to surcharge or seismic effects,. Ninth International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering , Tokyo, 1997 Hamada, M., Performances of foundations against liquefaction-induced permanent ground displacements, Paper No.1754, 12 World Conference on Earthquake Engineering , Auckland, New Zealand Kamon, M., Wako, T., Isemura,K., Sawa,K., Mimura, M., Tateyama,K., & Kobayashi, S., Geotechnical Disasters on the Waterfront, Special issue on Geotechnical Aspects of the January 17 1995 Hyogoken-Nambu Earthquake, Soils&Foundations Jan., 1996, 137-147 Sesov V., Dynamic behaviour of potentially unstable soil media and application of a model for mitigation of seismic risk related to liquefaction occurrence, Doctoral thesis, 2003 Ramin M., Sesov, V., Towhata I. and Anh N-T., "Experimental Study on Large Pile Groups in Sloping Ground Subjected to Horizontal Displacement of Liquefied Ground: 1-g Shaking Table Tests", Vol.50 No.2, 261-279, Apr.2010, Soils and Foundations, Journal of Japanese Geotechnical Society Cubrinovski, M., Ishihara, K., Furukawazono, K., Analysis of full-scale tests on piles in deposits subjected to liquefaction, Earthquake geotechnical engineering, Seco e Pinto (eds), 1999 Balkema, Rotterdam, ISBN 90 5809 1163. Towhata, I., Sesov, V., and R. Motamed (2006) "Model Tests on Lateral Earth Pressure on Large Group Pile Exerted by Horizontal Displacement of Liquefied Sandy Ground" 8th U.S. National Conference on Earthquake Engineering and 100th Anniversary Earthquake Conference, San Francisco, California, April 18-22 (Paper no. 1227) Abdoun,T. Dobry,R. O’Rourke,T. Goh,S.H. (2003) Pile response to lateral spreads: Centrifuge modelling, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental engineering, October 2003, pp.869-878.
69 UDC: 624.131.2 Stručni članak
POREĐENJE EN I SRPS STANDARD ZA GEOMEHANIČKU IDENTIFIKACIJU I KLASIFIKACIJU TLA Ksenija Đoković, Olivera Mažibrada Institut IMS, Beograd, Bulevar vojvode Mišića 43 e-mail:
[email protected] ,
[email protected] REZIME U radu je dat pregled novousvojenih evropskih standarda za geomehaničku identifikaciju i klasifikaciju tla SRPS EN ISO 14688-1: 2012 i 14688-2. Takođe, su dati osnovni principi identifikacije i klasifikacije tla prema EN standardima i prikazana uporedna analiza sa važećim SRPS standardima. KLJUČNE REČI: tlo, geomehanička identifikacija i klasifikacija, EN standardi
COMPARISON EN AND SRPS STANDARDS FOR GEOTECHNICAL IDENTIFICATION AND CLASSIFICATION OF SOIL ABSTRACT The paper presents a review of the newly adopted European standards for geomechanical identification and soil classification SRPS EN ISO 14688-1: 2012 and 14688-2. Also, the basic principles of soil identification and classification according to EN standards are given and a comparative analysis with valid SRPS standards is presented. KEY WORDS: soil, geomechanical identification and classification, EN standards
UVOD Geomehanička identifikacija tla podrazumeva definisanje osnovnih fizičko-mehaničkih svojstava tla na terenu, vizuelno ili jednostavno izvodljivim terenskim opitima. Na osnovu ovih činjenica moguće je izvršiti grubu klasifikaciju tla na terenu.
70
Geomehanička klasifikacija tla podrazumeva podelu tla u grupe tla na osnovu određenih kriterijuma, u odnosu na njihova zajednička fizičko-mehanička svojstva, dobijena na osnovu rezultata laboratorijskih ispitivanja. Klasifikovanjem tla u određene grupe, možemo načelno pretpostaviti kako će se ono ponašati pri određenim inženjerski uslovima (fundiranju, zbijanju i sl.) Najstarija i najčešće primenjivana klasifikacija tla jeste USCS klasifikacija, (Unified Soil Classification System), koju je u svom izvornom obliku definisao Arthur Casagrande. Tokom Drugog svetskog rata (1942.) Casagrande je osmislio jednostavan klasifikacioni sistem za potrebe američke vojske pod nazivom ACS (Airfield Classification System). ACS sistem je 1952. godine prilagođen civilnim potrebama od strane USBR (United States Bureau of Reclamation) i uz izvesne modifikacije primenjuje se i danas u mnogim zemljama. Višedecenijska široka primena USCS klasifikacije zasniva se na njenoj jednostavnosti i lako prepoznatljivom i inženjerima prihvatljivom označavanju simbolima grupe tla. U našoj geomehaničkoj praksi do sada je korištena klasifikacija definisana standardom SRPS U.B1.001:1990 - Opšta klasifikacija tla, koja u potpunosti odgovara USCS klasifikaciji. U aprilu 2012. godine Institut za standardizaciju Srbije objavljuje dva evropska standarda za identifikaciju i klasifikaciju tla: - SRPS EN ISO 14688-1:2012: Geotehničko istraživanje i ispitivanje - Identifikacija i klasifikacija tla - Deo 1: Identifikacija i opis - SRPS EN ISO 14688-2:2012: Geotehničko istraživanje i ispitivanje - Identifikacija i klasifikacija tla - Deo 2: Principi klasifikacije U maju 2015. godine dodate su izmene u ove standarde, a početkom ove godine izašle su i nove verzije ovih standarda. Primena ovih standarda još uvek nije obavezujuća, ali je svakako neophodno pripremiti se za njihovu predstojeću obaveznu primenu. OSNOVNI PRINCIPI IDENTIFIKACIJE TLA Prema standardu SRPS EN ISO 14688-1:2002, identifikacija tla predstavlja imenovanje i opis tla na osnovu granulometrijskog sastava, vrste tla, mineraloškog sastava, sadržaja organskih sastojaka i plastičnost. U ovom standardu dati su opšti principi identifikacije i opisi tla zasnovani na jednom vrlo fleksibilom sistemu. U standardu je dat vrlo jasan algoritam identifikacije. U prvom koraku identifikacije tlo se deli na prirodna i veštačka tla. U sledećem koraku posebno se identifikuju organska tla. Zatim se, na osnovu stepena zbijenosti odnosno gustine izdvajaju vulkanska tla. U sledećem koraku identifikacije, na osnovu veličine zrna tj. granulometrijskog sastava izdvajaju se (i) vrlo krupnozrna tla (d>63mm) tj. blokovi i drobina, (ii) krupnozrna tla (d>2mm) šljunak i pesak; (iii) sitnozrna tla prašina i glina. Osnova podela tla prema veličini zrna ostala je ista.
71
Dalja podela sitnozrnog tla vrši se na osnovu plastičnosti na niska i visoko plastična tla, a krupnozrnih tla, na osnovu stepena granulisanosti na krupnozrna, srednjezrna i sitnozrna tla. Osnovni opiti za terensku identifikaciju tla jasno su definisani u EN standardu kao i u SRPS U.B1.003:1990 - Terenska identifikacija uzoraka tla. Ne postoji suštinska razlika u izvođenju terenskih identifikacionih opita i njihovoj primeni. Ono što je bitna razlika jeste označavanje krupnozrnog tla, što će biti pojašnjeno zajedno sa klasifikacijom u daljem tekstu. OSNOVNI PRINCIPI KLASIFIKACIJE TLA U klasifikacija tla prikazanoj u novom EN standardu, kao i USCS klasifikacija kao osnovni polazni kriterijumi za klasifikaciju navode se: veličina zrna tj. granulometrijski sastav tla, plastičnost, sadržaj organskih materija i poreklo tla. Za klasifikaciju tla koriste se rezultati dobijeni standarnim laboratorijskim opitama. Podela tla prema veličini zrna vrši se na krupnozrno i sitnozrno, a dalja podela sitnozrnog tla prema granicama konsistencije tj. plastičnosti. Takođe, posebno se izdvajaju organska i veštačka tla. Osnovna ideja označavanja ostala je ista: grupe tla označavaju se slovnim simbolima. Međutim, pored osnovne primarne frakcije uvodi se i prikaz sekundarne frakcije. Osnovna frakcija tla označava se simbolima koji se sastoje od dva slova, velikog i malog tj. praktično skraćenice engleskog naziva tla.
Stara oznaka G S M C Pt
Tabela 1. Oznake osnovne/primarne frakcije tla Table 2. Symbols principal fraction of soil Nova oznaka Vrsta tla KRUPNOZRNA TLA šljunak (eng.gravel) Gr pesak (eng.sand) Sa SITNOZRNA TLA prašina (eng.silt) Si glina (eng.clay) Cl organsko tlo (eng. organic soil) Or
Sekundarna frakcija označava se slovnim simbolima tj. sa dva mala slova, takođe skraćenicama engleskog naziva ispred oznake osnovne frakcije. Ono što predstavlja još jednu novinu, pored uvođenja oznake sekundarne frakcije jeste uvođenje tercijarne frakcije, koja se takođe označava simbolima koji se sastoje od dva mala slova skraćenica engleskog naziva tla, i obeležava se ispred sekundarne frakcije. Tercijarna frakcija nema uticaja na inženjersko ponašanje tla, ona se pridodaje ostalim oznakama u slučaju kada je bitno ukazati na identifikovanje porekla tla i na taj način indirektno ukazati na njegove moguće karakteristike, kao npr. fragmenti školjki, sulfidi, ostaci biljaka i sl.
72
Tabela 2. Oznake sekundarne frakcije tla Table 2. Symbols secondary fraction of soil Oznaka Vrsta tla KRUPNOZRNA TLA peskoviti šljunak saGr prašinasti šljunak siGr glinoviti šljunak cl Gr šljunkoviti pesak grSa prašinasti pesak siSa glinoviti peasak clSa SITNOZRNO TLO šljunkovita prašina grSi peskovita prašina saSi glinovita prašina clSi šljunkovita glina grCl peskovita glina saCl prašinasta glina siCl
Prisustvo primarne i sekundarne frakcije u granulometrijskom sastavu tla može se identifikovati na tereni vizuelnom metodom i u laboratoriji opitima sejanja i hidrometrisanja. Kada se vrši identifikacija na terenu pored prikaza primarne i sekundarne frakcije sastava tla u oznaci, kod krupnozrnog tla uvode se i simboli koji označavaju stepen granulisanosti tla: C (c) M (m) F (f)
- krupnozrni materijal, eng. coarse - srednjezrni materijal, eng. medium - sitnozrni materijal, eng. fine
Mala slova označavaju kada simbol ide uz sekundarnu frakciju. Tako imamo na primer: siFSa - prašinasti sitnozrni pesak csaFGr - krupnozrno peskovit sitnozrni šljunak fgrCSa - sitnozrno šljunkovit krupnozrni pesak PRIMERI KLASIFIKACIJE TLA U dodatku A standarda SRPS EN ISO 14688-2:2012 dat je primer moguće klasifikacije tla, koji je prikazan u tabeli 3. U tabeli su dati osnovni principi klasifikacije tla. Pored već navedenih, u koloni pet tabele 3. navode se i drugi kriterijumi koji se mogu koristiti za dalju klasifikaciju tla. Međutim, ostaje otvoreno pitanje kvantitativnih vrednosti za dalju klasifikaciju. Ovo je ostavljeno zemljama članicama CEN-a (The European Committee for Standardization) i korisnicama standarda da same definišu u skladu sa dosadašnim iskustvom i praksom.
73
Tabela 3. Principi klsifikacije tla, (SRPS EN ISO 14688-2:2012) Table 3. Principles of a classification of soils (SRPS EN ISO 14688-2:2012) Kriterijum
Grupa tla Vrlo krupnozrna tla
Nevezana tla Krupnozrna tla
Vezana tla
Tamna boja, specifičan miris, mala gustina
Sitnozrna tla
Kvantifikacija Većina čestica d> 200mm
Bo
Većina čestica d> 63mm
Co
Većina čestica d> 2mm Većina čestica d> 0.063mm Nisko plastična tla Plastična tla
Organska tla
Gr
Osnovna frakcija
Vrsta tla: Blokovi Drobina Šljunak Pesak Prašina Glina Org. tlo Veštačko tlo
Boulders Cobbles Gravel Sand Silt Clay Organic Made ground
Bo Co Gr Sa Si Cl Or Mg
xBo boCo saCo, grCo coGr saGr, grSa
coBo sagrCo cosaGr sasiGr grsiSa
Sa
siGr, clGr orSa
siSa, clSa, saclGr
Si
saSi
sagrSi saclSi
Cl
clSi, siCl
sagrCl
orSi, orCl
Or
saOr, siOr
clOr
Mg
xMg
Veštački materijali Prerađeni prirodni materijali
Veštačka tla Oznake simbola
Kriterijumi za dalju podelu
Označavanje
Posebni kriterijumi Veličina zrna Oblik granulometrijske krive Relativna zbijenost Vodopropusnost Minerološki sastav (Oblik zrna) Plastičnost Vlažnost Čvrstoća, Osetljivost Stišljivost Sadržaj glinenih minerala Posebni kriterijumi
Posebni kriterijumi Kriterijumi kao za prirodna tla
Sekundarna i tercijarna komponenta bo co gr sa si cl or x
Gr (gr) ili Sa (sa) mogu biti podeljeni i prema granulometrijskom sastavu na: fine F (f) sitnozrna, medium M (m) - srednjezrna i coarse C (c) - krupnozrna tla.
bilo koja kombinacija komponenata
Jedan od primera usklađivanja sa evropskom regulativom, predstavlja klasifikacija predložena od strane Kovačevića M. S. i Jurić-Kaćunić D. (2014) u Hrvatskoj. Autori su predložili novu klasifikacija pod nazivom Europska klasifikacija tla ESCS (eng. European Soil Classification System), koja je vrlo dobro uspela da spoji načela europskih standarda i
74
kriterijume definisane u USCS klasifikaciji. Naime, autori predlažu uvođenje pored već navedenih simbola za klasifikaciju krupnozrnog tla i “stare” oznake kojima se definiše stepen granulisanosti tla: W, M i P (dobro W-eng.well graded, srednje M - eng. medium graded, i loše P - eng. poor graded, granulisano tlo). Takođe, kod sitnozrnog tla su zadržane oznake kojima se definiše stanje plastičnosti L, I i H (niska L-eng. low plasticity, srednja I-eng. medium plasticity i viskoka H - eng. high plasticity). Oznake za stepen granulisanosti i stanje plastičnosti označavaju se velikim slovima iza oznake osnovne frakcije. Označavanje sekundarne frakcije ima svoj smisao pogotovo kod mešovitih tla, koja nisu tako retka u prirodi. Označavanje tercijarne frakcije možda predstavlja višak obzirom da ova frakcija nema značajnijeg uticaja na fizičko-mehaničko ponašanje tla koje se klasifikuje. Simbol kojim se prikazuje takvo tlo je rogobatan i pomalo zbunjujući za korisnike. Sa inženjerskog aspekta daleko je prihvatljivije dodavanje oznaka kojima se definiše stepen granulisanosti tla i stanje plastičnosti. ZAKLJUČAK U evropskim standardima za identifikaciju i klasifikaciju tla - SRPS EN ISO 14688-1:2012: i - SRPS EN ISO 14688-2:2012: su dati samo osnovni principi klasifikacije tla, tačnije nije data kompletna klasifikacija kako je to urađeno u našem važećem standardu SRPS U.B1.001. Kriterijumi za klasifikaciju su samo načelno definisani. Ovo se objašnjava činjenicom da se standard primenjuje u velikom broju zemalja članicama CEN-a, te je ostavljeno da svaka članica na osnovu navedenih načela sama izgradi svoj nacionalni sisteme klasifikacije. LITERATURA: Casagrande A.: Classification and identification of soils, Proc.ASCE 73 (6) (1947), 783-810. Casagrande A.: Classification and Identification of Soils, Transactions of the American Society of Civil Engineers, 1948, Vol. 113, Issue 1, Pg. 901-930 Kovačević M. S., Jurić-Kaćunić D.: Europska klasifikacija tla za inženjerske potrebe, Građevinar 66 (2014) 9, 801-810. DOI: 10.14256/JCE.1077.2014. SRPS EN ISO 14688-1:2012 Geotehničko istraživanje i ispitivanje - Identifikacija i klasifikacija tla Deo 1: Identifikacija i opis SRPS EN ISO 14688-2:2012 Geotehničko istraživanje i ispitivanje - Identifikacija i klasifikacija tla Deo 2: Principi klasifikacije
75 UDC: 625.711.1(497.11) Stručni članak
OPŠTI GEOTEHNIČKI USLOVI IZGRADNJE AUTOPUTA E-80 NIŠ – MERDARE, DEONICA: NIŠ – PLOČNIK – I DEO Dragoslav Rakić*, Zoran Berisavljević**, Irena Basarić*, Mirko Lazić***, Miloš Stevanović**** * Univerzitet u Beogradu, Rudarsko-geološki fakultet, Đušina 7,
[email protected] ** Koridori Srbije, Kralja Petra 21, Beograd *** Institut za vodoprivredu “Jaroslav Černi” Beograd **** TPA za obezbeđenje kvaliteta i inovacije, Beograd REZIME Autoput E-80 Niš – Merdare dužine 77 km, deo je Evropskog putnog pravca - SEETO ruta 7. Podeljen je na dve deonice, prvu od Niša do Pločnika dužine 39.4 km i drugu od Pločnika do Merdara. Predmet ovog rada je prva deonica, i u ovom prvom delu prikazuju se opšte inženjerskogeološke karakteristike izdvojenih karakterističnih rejona duž trase. KLJUČNE REČI: autoput, geotehnička istraživanja, inženjerskogeološki preseci
GENERAL GEOTECHNICAL CONDITIONS FOR THE CONSTRUCTION OF HIGHWAY E-80 NIŠ – MERDARE, SECTION: NIŠ – PLOČNIK – PART I ABSTRACT Highway E-80 Niš – Merdare, 77 km long, is a part of the European Road Route - SEETO route 7. It is divides into two sections, the first from Niš to Pločnik length of 39.4 km and the second from Pločnik to Merdare. The subject of this paper is the first section, and the general engineering geological characteristics of separated characteristic zones along the route are presented in the Part I. KEY WORDS: highway, geotechnical investigations, engineering geological cross-sections
UVOD Projekat autoputa E-80 je od strateške važnosti za R. Srbiju, jer predstavlja saobraćajno čvorište zapadnog Balkana i deo je glavne regionalne transportne mreže jugoistočne
76
Evrope. Izgradnja autoputa E-80 od Niša do Merdara, a time i deonice od Niša do Pločnika, je od posebnog ekonomskog i društvenog interesa za Toplički kraj. Ukupna dužina trase autoputa je 77 km, i podeljena je na dve deonice. Prva deonica je dužine 39.4 km i kreće od isključenja sa autoputa E-75 (petlja Merošina) do neolitskog naselja Pločnik. Preostali deo trase pripada drugoj deonici od Pločnika do Meradara, dužine oko 37.5 km (Slika 1).
Slika 1. Trasa autoputa sa karakterističnim detaljima na deonici Niš-Pločnik Figure 1. Highway route with characteristic details on the section Niš-Pločnik
Za potrebe izrade Geotehničke dokumentacije, koja je urađena za nivo Idejnog projekta, tokom 2016 i 2017. god., izveden je zavidan obim terenskih i laboratorijskih istraživanja. Od terenskih istraživanja, značajno je pomenuti istraživanja koja se odnose na šire područje trase autoputa koja su omogućila registrovanje krupnih – regionalnih struktura i dali ulazne podatke za ocenu seizmičke aktivnosti i njen uticaj na stabilnost budućih objekata autoputa. To se pre svega odnosi na: fotogeološku analizu satelitskih snimaka i izradu studije rupturnog sklopa i geomorfoloških pojava na trasi autoputa sa prikazom eventualnih pojava nestabilnosti, neotektonsku i seizmogeološku analizu, definisanje seizmičkog hazarda i određivanje projektnih parametara seizmičnosti za objekte i teren, reinterpretaciju postojeće
77
inženjerskogeološke karte u razmeri 1 : 25000 i izrada inženjerskogeološke karte ograničenja u razmeri 1 : 25000. Najveći obim istraživanja terena izveden je duž trase na lokacijama objekata i otvorenih delova trase autoputa i to: inženjerskogeološko kartiranje sa izradom detaljne inženjerskogeološke karte u razmeri 1 : 2500, 121 istražna bušotina (izvedeno je oko 1600 m bušenja kako kroz tlo tako i kroz čvrste stenske mase), uzeto je 277 uzoraka tla i stena a veći deo je laboratorijski ispitan, izvedena su 23 opita statičke penetracije, 105 opita standardne penetracije, 2 dilatometarska opita na lokacijama naknadno projektovanih tunela, geofizička istraživanja u okviru kojih su obavljena merenja na 68 geoelektričnih sondi, a refrakciona ispitivanja urađena su duž 18 profila, izvršena su mineraloško petrološka ispitivanja, izvedeno je jedanaest pijezometarskih konstrukcija, a većina ih je hidrogeološki testirana, urađena su i hemijska ispitivanja na uzorcima podzemnih voda. OPŠTI PRIKAZ INŽENJERSKOGEOLOŠKIH USLOVA U ZONI TRASE Teren u širem području trase autoputa ima tipičan ravničarski i brdski reljef sa karakterističnim erozionim i akumulativnim oblicima. Regionalni rupturni sklop šireg područja trase autoputa ukazuje na dva sistema upravnih struktura koje formiraju blokovsku građu istraživanog terena (Slika 2).
Slika 2. Regionalni rupturni sklop – analiza satelitskih snimaka Figure 2. Regional rupture patern – satellite images analysis
Najizraženija razlomna zona je u centralnom delu trase i čini je složena rasedna zona u području Prokuplјa, generalnog pravca pružanja JZ-SI. Zona je intenzivno raskinuta
78
mlađim regionalnim zonama, generalne orijentacije SZ-JI. Na zapadnom delu terena, rekonstruisan je regionalni rased generalne orijentacije I-Z, koji formira dolinu i kontroliše tok reke Toplice. Detalјni rupturni sklop predstavlja složeni sistem paralelnih raseda koji kontrolišu tokove pritoka r. Toplice i duž kojih je dolazilo do stepeničastih kretanja koja su i predisponirala stvaranje njihovih dolina. Ovi lokalni rupturni elementi imaju skoro identičnu orijentaciju kao i sistemi velikih regionalnih razloma kojima pripadaju. U široj zoni trase autoputa geološki sastav terena je veoma heterogen. Izgrađen je od kristalastih škriljaca (dominiraju sitnozrni gnajsevi u okolini Prokuplјa), neogenih sedimenata pobrđa i kvartarnih sedimenata u dolini Toplice i njenih manjih rečnih pritoka. Rezultati obavljenih istraživanja, omogućili su da se izdvoje tri karakteristična rejona u kojima dominiraju geološke jedinice koje su prikazane u Tabeli 1. Tabela 1. Inženjerskogeološki rejoni sa izdvojenim geološkim jedinicama Table 1. Engineering geological zones with extracted geological units Deonica Približna dužina Zastupljene geološke jedinice Petlјa Niš Jug – km:0+000 do Aluvijalne, proluvijalne i rečno terasne ravni (al, pr, t1, t2) Prokuplje istok km: 16+000 Neogeni brežulјkasti tereni (dl-pr, el-dl, Pl, M-Pl) Obilaznica oko km:16+000 do Aluvijalne i rečno terasne ravni (al, t1) Prokuplјa km: 25+000 Kompleks kristalastih škrilјaca (Gs, Ga, Gm, M, Q) Aluvijalne, proluvijalne i rečno terasne ravni (al, al-pr, pr, Prokuplјe km: 25+000 do t1, t2, ) Pločnik kom: 39+400 Neogeni brežulјkasti tereni (dl-pr, dl, pr, Pl, M-Pl, M) Kredni flišni kompleks (pr, K)
Aluvijalne, proluvijalne i rečno-terasne ravni (al, pr, t1, t2) - Na deonici od km: 0+000 do km:16+000 trasa autoputa preseca aluvijalni reljef pritoka Toplice i rečne terase manjeg rasprostranjenja (Slika 3). Na ovoj deonici u manjem obimu registrovane su proluvijalnodeluvijalne tvorevine koje su izdvojene u zoni manjih rečica i njenih potoka.
Slika 3. Karakterističan inženjerskogeološki presek terena aluvijalne zaravni (km:0+000-km:5+000) Figure 3. Characteristic engineering geological cross-section of alluvial plain terrain (km:0+000-km: 5+000)
79
Sličnu geološku građu u vertikalnom profilu terena imaju i rečne terase. Na stranama rečnih dolina najčešće se zapažaju dva, a retko i tri terasna nivoa. Ravni rečnih terasa su potpuno stabilne i dobro se dreniraju. Kod malih vodotoka prisutna je mešavina od peskova, šlјunkova a ređe i glina koje su često mulјevite i vodozasićene. Izvesne terasne forme južno od Mramora, nastale su na specifičan način, dejstvom krupnih delapsionih kretanja. Predstavlјene su prašinastim glinama, prašinastim peskovima, lesolikim glinama i dr. Ove aluvijalne i rečno-terasne zaravni, van su uticaja rečnog toka Toplice i njenih pritoka, i uglavnom su stabilne. Na deonici od Prokuplјa ka Pločniku (od km: 25+000 do km:39+400), aluvijalna ravan Toplice je većim delom prekrivena prostranim plavinskim konusima koji su pod uticajem manjih bujičnih tokova koji gravitiraju sa okolnog terena (Slika 4). Aluvijon Toplice izgrađen je od peskova i šlјunkova u faciji korita, sa manjim sadržajem peskovitih glina i glinovitih peskova, ali sa povremenim lokalnim pojavama muljevitih sredina. Ove muljevite zone mogu da ukažu na izraženu ranu etapu formiranja aluvijalne sredine, pa su sa inženjerskogeološkog aspekta pretežno manje povolјne sredine. Povodanjska facija je retko razvijena i može se reći da izostaje, ili se može pripisati lokalnim muljevitim sredinama. Potencijalne nestabilnosti manjeg obima su izražene samo u zoni neregulisanih obala rečnog korita i one mogu da imaju značaj pri projektovanju i izgradnji mostova uglavnom preko reke Toplice, a manje preko njenih pritoka.
Slika 4. Karakterističan inženjerskogeološki presek terena aluvijalne zaravni (km: 22+000 km: 39+000) Figure 4. Characteristic engineering geological cross-section of alluvial plain terrain (km: 22+000 km: 39+000)
Neogeni brežuljkasti tereni (dl-pr, el-dl, pr, Pl, M-Pl, M) - Ovi tereni su zastuplјeni po obodu gornje i donje Topličke doline, u odnosu na trasu autoputa, i po pravilu su prekriveni kvartarnim sedimentima. Ispresecani su potočnim i rečnim dolinama koje su odlagale proluvijalne sedimente i na desnoj i levoj dolinskoj strani Toplice. Izgrađeni su od istih
80
litoloških članova kao i aluvijalni sedimenti (prašinastih peskova, prašinastih glina, lesoidnih glina, peskova i šlјunkova) i nepravilno se smenjuju bilo u horizontalnom bilo u vertikalnom smislu. Pored toga, dok aluvijalni sedimenti izgrađuju široke aluvijalne ravnice, proluvijum se obično nalazi u užim dolinama i, što je daleko karakterističnije, izgrađuje dosta prostrane plavinske konuse (uzvodno od Prokuplja). Za sve plavinske konuse karakteristična je totalna neslojevitost materijala uz haotičnu i ukrštenu stratifikaciju unutar različitih litoloških članova. U korenu svakog konusa obično se nalazi gruboklastični materijal dok se na njegovoj periferiji zapažaju supeskovi i sugline sa sitnijim sočivima šlјunkova. Kada su u pitanju neogeni sedimenti, izdvajaju se dva dela (kako po starosti tako i po sastavu): mlađi neogeni kompleks nizvodno od Prokuplјa (km: 0+000 do km:16+000) i stariji neogeni kompleks uzvodno od Prokuplјa (km: 25+000 do km: 39+400). Razdvojeni su kristalastim metamorfnim kompleksom okoline Prokuplјa. Neogeni tereni su veoma heterogenog litološkog sastava i karakterišu se čestim facijalnim promenama. Mlađi neogeni kompleks je lociran severoistočno od Prokuplјa, i odgovara gornjem miocenu i donjem pliocenu. Izdvojena su dva horizonta: donji - u kome preovlađuju sedimenti finozrnog sastava (gline, prašine sa sitnozrnim peskovima, uglјevite gline i dr.) i gornji – izgrađen pretežno od peskova sa retkim proslojcima peskovitih glina i sočivima šlјunka. Ovi tereni su na većem delu prekriveni deluvijalnim, eluvijalnim i eluvijalno-deluvijalnim sedimentima kao i površinskom korom raspadanja deblјine preko 10 m (zona Debelog Brda). Na jednom delu trase autoputa na padinama Debelog Brda (između Merošine i Prokuplja zona od 9-12 km), utvrđene su potencijalne ili uslovne nestabilnosti terena koje predstavljaju tragove ranijih umirenih klizišta (Slika 5).
Slika 5. Karakterističan inženjerskogeološki presek neogenih brežuljkastih terena (km: 9+000 - km: 12+000) Figure 5. Characteristic engineering geological cross-section of neogenic hilly terrain (km: 9+000 km: 12+000)
Nestabilnosti su karakteristične za mekše neogene terene koji su u površinskom delu zahvaćeni procesima raspadanja. Ova padina je trenutno stabilna ali u slučaju većih zemlјanih iskopa može doći do reaktiviranja i obnavljanja procesa kliženja, pa i uticaja na projektovanu trasu autoputa. Manje nestabilnosti registrovane su i u pliocenim peskovima i
81
šlјunkovima kod Nove Božurne, severoistočno od Prokuplјa. Ovaj plioceni krupnozrni kompleks je vodozasićen, a u zoni izlaznog portala tunela „Božurna“ registrovan je i veći broj aktivnih bunara, tako da se očekuje stalni uticaj podzemnih voda na tunel (ovo je i potvrđeno osmatranjima u ugrađenim pijezometraskim konstrukcijama. Stariji neogeni kompleks ima veliko rasprostranjenje u središnjem i istočnom delu Topličke kotline (Slika 4). Veoma je heterogenog litološkog sastava, a karakterišu ga finozrni pelitsko glinoviti sedimenti (tanko uslojeni lapori, glinci i peskoviti glinci), a ređe konglomerati i breče. Radi se o tankoslojevitim do listastim tvorevinama, koje pokazuju karakterističnu horizontalnu laminaciju. Granice među slojevima su retko oštre i obično su uslovlјene smanjenjem ili povećavanjem krupnozrne odnosno sitnozrne frakcije. Tereni izgrađeni od kompleksa kristalastih škrilјaca (Gs, Ga, Gm, M, Q, ρ) – Deo trase autoputa, koji ujedno predstavlja i obilaznicu Prokuplja, izgrađuje čvrsta stenska masa različitog kvaliteta, tj. tektonske oštećenosti sa promenlјivom deblјinom kore površinskog raspadanja (Slika 6).
Slika 6. Karakterističan inženjerskogeološki presek kompleksa kristalastih škriljaca Figure 6. Characteristic engineering geological cross-section of the crystalline schist complex
U građi ovog metamorfnog kompleksa dominiraju sitnozrni gnajsevi ali su u većoj meri zastupljeni i amfibol gnajsevi i mikašist gnajsevi (tabela 2). Proboji aplita i pegmatita su retki. Pored dominantnih sitnozrnih gnajseva, registrovane su i pojave mermera i kvarcita u vidu žica i sočiva debljine desetak i više metara. Produkti mehaničkog raspadanja ovog kompleksa su neujednačene deblјine, koja se kreće od 0.5 m do preko 5.0 m. Čvršće partije metamorfnog kompleksa, kao što su kvarciti, mermeri i bolјe očuvani gnajsevi i amfiboliti su sa tanjom raspadinom i izgrađuju morfološki istaknutije delove terena. Denudacioni procesi sa mestimično izraženom linijskom erozijom, veoma su izraženi na strmim padinama, a produkti ovih procesa nataloženi su pri dnu padina i na zaravnjenim delovima terena. Padinske tvorevine često se mešaju sa bujičnim nanosom i u uvalama se formiraju
82
deblјe naslage savremenog deluvijalno-proluvijalnog nanosa. Amfibol gnajsevi i amfibolski škrilјci ne predstavlјaju stalan horizont, nego se javlјaju u svim serijama u obliku sočiva deblјine desetak metara i maksimalne dužine do 5 km (istražnim bušenjem za tunel „Računkovo brdo“, zabeležene su i veće debljine od 10 m). Mermeri su veoma retko čisti, pretežno su dolomitski. Tabela 2. Petrografske karakteristike najzastupljenijih stena kompleksa kristalastih škriljaca Table 2. Petrographic characteristics of the most represented rocks of the crystalline schist complex sitnozrni kalcitisani gnajs amfibol-gnajs mikašist-gnajs
Mozaik tekstura kvarca i feldspata, intenzivno prožeta kalcitom.
Kristali amfibola i biotita u mozaičnoj osnovnoj masi feldspata i kvarca.
Kristali biotita koji pokazuju vidljivu folijaciju
ZAKLJUČAK Za potrebe izgradnje prve deonice autoputa E-80 Niš - Pločnik, dužine 39.4 km, tokom 2016 i 2017 god., izvedena su geotehnička istraživanja za nivo idejnog projekta. Rezultati obavljenih istraživanja, omogućili su da se izdvoje tri karakteristična rejona u kojima dominiraju različite geološke jedinice i to: kristalasti škriljci okoline Prokuplјa, neogeni sedimenti pobrđa i kvartarni sedimenti u dolini reke Toplice i njenih bočnih pritoka. Trasa je projektovana kroz tipičan ravničarski i brdski reljef koji je oblikovan padinskim i fluvijalnim procesima. Na brežuljkastim neogenim terenima u okolini Merošine, utvrđene su uslovne nestabilnosti koje predstavljaju tragove umirenih klizišta, pa bi veći obim zemljanih radova u ovakvim terenima, mogao značajno da utiče i na promenu inženjerskogeoloških uslova. LITERATURA: Rakić i dr.: Idejni projekat i studija izvodljivosti sa procenom uticaja na životnu sredinu za izgradnju autoputa E-80 (SEETO Ruta 7): od administrativnog prelaza Merdare do Niša preko obilaznice Prokuplja, deonica Niš – Pločnik, Sveska E21: Elaborat o geotehničkim uslovima izgradnje trase autoputa, 2017. Grupa autora, COWI/IPF.: Western Balkans Investment Framework Infrastructure Project Facility Technical Assistance 4 (IPF 4): Generalni projekat i Prethodna studija opravdanosti za izgradnju autoputa E-80 (SEETO ruta 7) u Srbiji, GENERALNI PROJEKAT: Studija inženjerskogeoloških i geotehničkih karakteristika, 2015. Basarić, I., Bogdanović, S., Rakić, D., Janković, J. and Stevanović, M.: Engineering geological and geotechnical investigations for design of higway E-80 Nis – Merdare”, 17th International Multidisciplinary Scientific Geoconference SGEM 2017/Conference Proceedings Volume 17, Science and Technologies in Geology, Exploration and Mining - Issue 12, Hydrogeology, Engineering geology and geotechnics, Albena, Bulgaria, pp. 279-287., 2017.
83 UDC: 625.711.1(497.11) Sdtručni članak
OPŠTI GEOTEHNIČKI USLOVI IZGRADNJE AUTOPUTA E-80 NIŠ – MERDARE, DEONICA: NIŠ – PLOČNIK – II DEO Dragoslav Rakić*, Zoran Berisavljević**, Irena Basarić*, Mirko Lazić***, Miloš Stevanović**** * Univerzitet u Beogradu, Rudarsko-geološki fakultet, Đušina 7,
[email protected] ** Koridori Srbije, Kralja Petra 21, Beograd *** Institut za vodoprivredu “Jaroslav Černi” Beograd **** TPA za obezbeđenje kvaliteta i inovacije, Beograd REZIME Prva deonica trase autoputa prolazi kroz brdske i ravničarske terene, i u odnosu na njenu ukupnu dužinu, skoro 20% pokrivaju odgovarajući objekti (tuneli, mostovi, nadvožnjaci). Na ostalom delu, planirana je izgradnja brojnih useka i zaseka, a skoro 45% trase prolazi kroz aluvijalni reljef Toplice gde će se graditi nasipi promenljive visine. U ovom drugom delu prikazuje se opšta rejonizacija terena u odnosu na geotehničke uslove građenja. KLJUČNE REČI: rejonizacija terena, ograničenja, geotehnički uslovi
GENERAL GEOTECHNICAL CONDITIONS FOR THE CONSTRUCTION OF HIGHWAY E-80 NIŠ – MERDARE, SECTION: NIŠ – PLOČNIK – PART II ABSTRACT The first section of the highway route passes through hilly and plain terrains, and in relation to its total length, almost 20% is covered by adequate structures (tunnels, bridges, overpasses). On the other part, the construction of numerous cuts and fills is planned, and almost 45% of the route passes through alluvial relief of Toplica River where the embankments of various height will be built. In the Part II, general zoning of the terrain in relation to the geotechnical conditions for the construction are presented. KEY WORDS: zoning of the terrain, limitations, geotechnical conditions
84
UVOD Dužina prve deonice trase autoputa E-80 je 39.4 km, i podeljena je na pet poddeonica. Kreće od isključenja sa autoputa E-75 (petlja Merošina, km: 0+000), a završava se kod neolitskog naselja Pločnik (km: 39+400). U Tabeli 1 prikazane su dužine poddeonica sa najznačajnijim objektima. Posebno treba izdvojiti most preko reke Toplice dužine 1020 m i dva tunela: „Božurna“ dužine 620 m i „Računkovo brdo“ dužine 1225 m.
deonica
Tabela 1. Najznačajniji objekti na trasi autoputa Table 1. The most important structures on the highway route mostovi nadvožnjaci petlje rampe
I (km: 0+000 - 5+500)
3 duž. 42 m
2 duž. 270 m
II (km: 5+500 - 17+100) III (km: 17+100 - 23+500) IV (km: 23+500 - 32+600) V (km: 32+600 - 39+400)
6 duž. 1112 m 8 duž. 2050 m 7 duž. 205 m 9 duž. 415 m 33 duž. 3824 m
3 duž. 160 m 3 duž. 185 m
Ukupno objekata
-
Meroš. Meroš. I duž. 1810 m Prok. Ist. duž. 135 m Prok. Zap. duž. 320 m Belolj. duž. 285 m
-
-
8 duž. 615 m
5 duž. 2550 m
tuneli
2 duž. 440 m 4 duž. 500 m
3 duž. 1065 m 3 duž. 1645 m -
6 duž. 940 m
6 duž. 2710 m
REJONIZACIJA TERENA PREMA INŽENJERSKOGEOLOŠKIM OGRANIČENJIMA Rejonizacija je izvršena prema prirodnim uslovima koji trenutno vladaju u terenu, uzimajući u obzir inženjerskogeološke komplekse, morfološke karakteristike, hidrogeološke karakteristike, a uvažavani su i osnovni meteorološki uslovi. Prilikom izrade karte inženjerskogeoloških ograničenja, izvršena je rejonizacija terena na tri karakteristične zone i to: A - tereni sa minimalnim ograničenjima, B - tereni sa manjim ograničenjima i C - tereni sa većim ograničenjima (Slika 1).
Slika 1. Karta inženjerskogeoloških ograničenja duž trase autoputa Figure 1. Map of engineering geological limitations along the highway route
85
Tereni sa minimalnim ograničenjima – A, su u prirodnim uslovima inženjerskogeološki povoljni i stabilni. U ove terene spada kompleks kristalastih škriljaca i klastično karbonatni sedimenti bez i sa eluvijalno-deluvijalnom zonom debljine do 2 m kao i zaravnjeni grebeni i padine nagiba do 100. Takođe, uključeni su i jezerski sedimenti sa eluvijalnim i deluvijalnim tvorevinama, rečno-terasne ravni i prostrane bujične plavine, udaljene od uticaja rečnih i potočnih vodotoka. Tereni sa manjim ograničenjima – B, su tereni koji su uslovno povoljnih inženjerskogeoloških svojstava, pre svega uslovno stabilni na padinama. U ove terene spada kompleks kristalastih škriljaca i klastično karbonatnih stena sa eluvijalno-deluvijalnom raspadinom debljine preko 2 m na padinama nagiba >100, jezerski sedimenti sa eluvijumom i deluvijumom >2 m na padinama nagiba > 50 i aluvijalne i prostrane ili manje bujične plavine sa povremenim aktivnim uticajem bujičnih vodotoka. Pored toga u okviru ove zone izdvojeni su i manji zabareni delovi terena koji su utvrđeni u aluvijonu Toplice. Tereni sa većim ograničenjima – C, su tereni koji su pretežno nepovoljnih inženjerskogeoloških svojstava, potencijalno nestabilni do nestabilni na padinama i u uslovima većih zasecanja. U ove terene spada kompleks kristalastih škriljaca i klastično karbonatni sedimenti sa eluvijumom i deluvijumom debljine preko 2 m, na padinama nagiba >150, potočne doline sa stalnom bujičnom aktivnošću, aluvijalno-proluvijalne zaravni uz aktivne bujične tokove sa visokim rečnim obalama. REJONIZACIJA TERENA NA OSNOVU GEOTEHNIČKIH USLOVA IZGRADNJE U odnosu na ukupnu dužinu trase, oko 7.8 km (približno 20%), je na terenima sa karakterističnom morfologijom, tako da su projektovani odgovarajući objekti (mostovi, nadvožnjaci, tuneli). Međutim, i ostali deo trase je vrlo složen, jer trasa prolazi kroz brojne useke i zaseke, a kroz aluvijon reke Toplice, skoro čitava trasa autoputa se gradi na nasipu. Osnovni cilj rejonizacije terena prema geotehničkim uslovima građenja, jeste identifikacija „povoljnih“, „uslovno povoljnih“ i „nepovoljnih“ deonica na trasi, kako bi se u narednoj fazi istraživanja ukazalo na njihov značaj. Zoniranje terena, a kasnije i rejonizacija trase autoputa u odnosu na geotehničke uslove građenja, izvršena je na osnovu brojnih faktora koji se uopšteno mogu podeliti u tri osnovne kategorije: „faktori prošlosti“ kao što su osnovna geološka građa terena (uključuje litostratigrafske i litogenetske karakteristike, starost stenskih masa, genezu) i osnovne hidrogeološke karakteristike (hidrogeološke funkcije, vodopropusnost, karakteristike izdani), „faktori sadašnjosti“ kao što su reljef (karakteristični oblici reljefa, podužni i poprečni nagibi), savremeni geološki procesi i pojave (kliženje, površinsko raspadanje, erozija), hidrogeološki uslovi (nivo podzemne vode, zabarenja, plavljenja), vegetacija, pokrivenost terena, klimatski uslovi i „faktori budućnosti“ koji su vezani za složenost izgradnje planiranih objekata na samoj trasi (iskopi, zasecanje, usecanja, nasipanja, dreniranja i sl.). Uticaj pomenutih faktora u funkciji vremena, šematski je prikazan na Slici 2. Prema opštim geotehničkim uslovima građenja, izdvojene su tri kategorije: A – povoljni, B – uslovno povoljni i C – nepovoljni tereni.
86
Slika 2. Opšti model rejonizacije terena na osnovu geotehničkih uslova Figure 2. General model of terrain zoning based on geotechnical conditions
Kategoriji A pripadaju tereni koji su u prirodnim uslovima stabilni, u njima je maksimalni nivo podzemne vode na dubini većoj od 2.0 m, u čvrstim stenskim masama se ne očekuje odronjavanje i osipanje kao ni plitko kliženje na neobezbeđenim kosinama iskopa sa visinama preko 2.0 m, a heterogenost u pogledu litološkog sastava, stepena ispucalosti i primarne alterisanosti stenske mase kao i promenljiva fizičko-mehanička svojstva, nemaju značajniji uticaj na uslove građenja. Kategoriji B pripadaju tereni koji mogu biti uslovno stabilni pri neadekvatnom izvođenju građevinskih radova (visoke kosine, portali i preduseci tunela), tereni u kojima se mogu aktivirati klizišta i odroni manjih razmera, padine koje su ugrožene erozijom različitog intenziteta, povremena aktivnost bujičnih tokova, fluvijalna erozija i mestimična podlokavanja obala rečnog korita, povremeno plavljenje terena podzemnim i površinskim vodama, tereni u kojima je maksimalni nivo vode plići od 2.0 m, tereni u kojima se očekuje obrušavanje, osipanje i plitko kliženje na neobezbeđenim kosinama iskopa sa visinama preko 2.0 m, a određeni značaj na uslove građenja imaće i heterogenost u pogledu litološkog sastava, stepena ispucalosti i primarne alterisanosti stenske mase kao i promenljiva fizičko-mehanička svojstva. U ovim terenima privremeno smanjenje faktora sigurnosti može biti prouzrokovano relativno kratkoročnim tj. prolaznim događajima. Kategoriji C pripadaju tereni koji su potencijalno nestabilni do nestabilni na padinama, tereni na kojima su registrovana aktivna, umirena ili potencijalna klizišta, tereni u kojima je moguće reaktiviranje potencijalno nestabilnih padina usled neadekvatnog izvođenja zemljanih radova, stalno aktivni bujični tokovi i bujične plavine, niski tereni sa stalnim močvarama, muljevita vodozasićena tla, a veliki značaj na uslove građenja ima i heterogenost u pogledu litološkog sastava, stepena ispucalosti i primarne alterisanosti stenske mase kao i promenljiva fizičko-mehanička svojstva.
87
Deonica 1: km 0+000.00 – km 5+500.00 Ova deonica autoputa, poklapa se sa postojećom trasom magistralnog puta Niš – Kuršumlija, koja će predstavljati jednu kolovoznu traku novog autoputa. Osnovu terena izgrađuju Mio-Pliocene (M-Pl), uglavnom finozrne tvorevine od laporovitih glina i prašinastih glina, a ređe i krupnozrne peskovito prašinaste tvorevine (prašina glinovitopeskovita (prgl,p), glina prašinasta (glpr), prašina peskovita i pesak prašinast (prp, ppr) i laporovita glina (glL*). Mio-Plioceni sedimenti su deponovani u sredini sa mirnom sedimentacijom pa je karakteristična horizontalna slojevitost. Na nešto višim kotama materijali su deponovani u plićem basenu pa su otuda i krupnozrniji. Preko ovih MioPliocenih sedimenata istaloženi su aluvijalni sedimenti, bilo da su u pitanju aluvijalni talozi ili terasni sedimenti, nastali taloženjem iz povremenih i stalnih vodenih tokova (al, al-t2). U njima se može zapaziti zakonitost taloženja: u najnižim delovima teren je izgrađen od šljunkova, a preko njih leže peskovi i supeskovi koji su uglavnom prekriveni sitnozrnim glinovito-prašinastim materijalima. Na višim kotama (od sela Balajnac pa dalje ka Merošini), površinski deo terena izgrađuju deluvijalno-proluvijalni materijali heterogenog sastava gde uglavnom dominiraju prašinaste gline (dl-pr). Na osnovu utvrđenih inženjerskogeoloških karakteristika terena, izdvojene su dve karakteristične zone: Zona I – u površinskom delu izgrađena od aluvijalno-terasnih ili aluvijalno-proluvijalnih sedimenata, i Zona II – koja je u površinskom delu izgrađena od deluvijalno-proluvijalnih sedimenata (osnovu čine Mio-Plioceni glinovito-laporoviti sedimenti). Trasa autoputa, najvećim delom se projektuje u nivou terena ili sa manjim nasipom visine od 0.5 do 1.5 m. Lokalno, u vidu navoza na mostove, projektuju se i nasipi nešto većih visina, maksimalno do 5.0 m. Nivo podzemne vode je uglavnom na dubini ispod 5.0 m, a samo u zoni Aleksandrovačkog potoka je na dubini od oko 2.0 m. U geotehničkom smislu, veći deo trase ocenjen je kao povoljan. Uslovno povoljan, ocenjen je deo trase gde je planirano izvođenje nasipa visine preko 3.0 m, i to na delovima gde se novi nasip vezuje za postojeći stari nasip (Slika 3).
Slika 3. Rejonizacija terena prema geotehničkim uslovima građenja – deonica 1 Figure 3. Terrain zoning according to geotechnical conditions for construction - section 1
Deonica 2: km 5+500.00 – km 17+150.00 Dužina ove deonice je oko 12 km, pa je otuda i geološka građa različita. U depresijama i aluvijalnim ravnima manjih reka i potoka, u podinskom delu su istaloženi krupnozrni ili poluvezani materijali, a sitnozrni u povlatnom, dok osnovu terena grade Plioceni ili MioPlioceni sedimenti. U okviru kvartarnih sedimenata posebno su izdvojeni: aluvijalni i aluvijalno terasni sedimenti (al; al-t1), aluvijalno-proluvijalni (al-pr), deluvijalni, deluvijalno-proluvijalni i proluvijalni (dl; dl-pr i pr). U okviru Pliocenog kompleksa izdvojeno je više sredina koje su grupisane po granulaciji: pesak prašinast i pesak
88
prašinasto-glinovit (ppr i ppr,gl) i pesak prašinasto šljunkovit do šljunak peskovito-prašinast (ppr,š i šp,pr). U okviru Mio-Pliocenog kompleksa izdvojeno je više karakterističnih sredina i to: prašina glinovita, prašina peskovita i prašina peskovito-glinovita (prgl; prp; prp,gl), peskovi prašinasti i šljunkoviti i peskovi sa proslojcima laporovitih glina i polucementovanih peščara (ppr; ppr,š; pLg,Pš), glina prašinasta i glina peskovita (glpr; glp), laporovita glina i laporovita glina peskovita (glL*; glL*,p) i lapori glinoviti i lapori (Lgl, Lg). Zbog dužine deonice, promenljivog geološkog sastava i inženjerskogeoloških karakteristika terena, izdvojeno je sedam karakterističnih zona, a Zona IV je podeljena na dve podzone. Početak ove deonice vezan je za odvajanje trase autoputa od postojećeg magistralnog puta Niš – Kuršumlija, dok se kraj deonice nalazi u zoni početka Pliocenog kompleksa u kome dominiraju krupnozrni sedimenti. Nivo podzemne vode je promenljiv, pa je na delu terena sa nižim kotama na dubini od oko 2.0 m, a na ostalim je na većim dubinama ili nije utvrđen. Ova deonica je u geotehničkom smislu najzahtevnija, pre svega zbog velikih dubina usecanja (lokalno preko 7 m i to u terenima gde dominiraju krupnozrni materijali koji su skloni spiranju i linijskoj eroziji-jaružanju), kao i zbog planirane izgradnje visokih nasipa sa visinama od preko 7.0 m. Zbog toga je veći deo ove zone okarakterisan kao uslovno povoljan (oko 45%) a više od 12 % i kao nepovoljan s obzirom da na pojedinim stacionažama visina nasipa prelazi 15 m, što uslovljava posebne načine građenja (Slika 4). Na pojedinim deonicama uslovnu povoljnost predstavlja i visok nivo podzeme vode, s obzirom da se na jednom delu teren prihranjuje podzemnim vodama iz Pliocene serije iz zaleđa koja je izuzetno bogata vodom. Lokalno, tereni sa većim nagibima padina su zahvaćeni savremenim procesima i pojavama nestabilnosti (na padini „Debelo Brdo“ u zoni sela Baličevac, utvrđena je manja nestabilnost terena kojom je zahvaćena kora raspadanja neogenih sedimenata). U okviru ove deonice planirana je i izgradnja tri tunela („Debelo brdo“, „Slatina“ i „Božurna“) koji su sa geotehničkog aspekta izgradnje analizirani u posebnoj geotehničkoj svesci, i nisu predmet ovog rada.
Slika 4. Rejonizacija terena prema geotehničkim uslovima građenja – deonica 2 Figure 4. Terrain zoning according to geotechnical conditions for construction - section 2
89
Deonica 3: km 17+150.00 – km 23+500.00 I na ovoj deonici, geološka građa je dosta različita i relativno složena, prevashodno u neotektonskom pogledu, s obzirom da obuhvata zone dve različite strukturne celine, tzv. Niški (Mio-Plioceni) i Radanski (Proterozojski) blok. Početak ove deonice je izgrađen od istih geoloških jedinica kao i prethodna deonica pa su tako u depresijama i aluvijanim ravnima manjih reka i potoka istaloženi aluvijalni i aluvijalno terasni sedimenti (al; al-t1), izgrađeni od krupnozrnih ili poluvezanih materijala u podinskom delu, a sitnozrnih u povlatnom. Sve do stacionaže gde se završava tzv. Niški blok, tj. izlaz iz tunela „Božurna“, osnovu grade Mio-Plioceni ili Plioceni sedimenti, izrazito heterogene geološke građe (sitnozrni glinovito-laporoviti u podini i krupnozrni šljunkovito-peskoviti u povlatnom delu). Nakon izlaska iz tunela „Božurna“, počinje metamorfni kompleks kristalastih škriljaca. U građi ovog metamorfnog kompleksa dominiraju sitnozrni gnajsevi, a konstatovane su i pojave amfibolitsko-piroksenskih škrilјaca kao i mikašist gnajseva. Nakon obilaznice Prokuplje i spuštanja trase u aluvijon Toplice, pored sitnozrnih gnajseva značajnije je i pojavljivanje mermera (M). U okviru ovog kompleksa izvršeno je zoniranjem po stepenu raspadnutosti na: gornju zonu raspadanja gnajsa (prašine glinovite Gspr**, Gmpr**, Gapr**), donju zonu raspadanja gnajsa (degradirani i ispucali sitnozrni gnajs, gnajs mikašist i amfibolitski gnajs - Gs*, Gm*, Ga*) i ispucali sveži sitnozrni gnajs, gnajs mikašist i amfibol gnajs (Gs, Gm i Ga) sa pojavama mermera (M) i kvarcita (Q). U početnom delu ove deonice, problem može da predstavlja visok nivo podzeme vode, s obzirom da se prihranjivanje površinskih degradiranih zona vrši iz zaleđa tj., sa viših terena izgrađenih od Pliocenih krupnozrnih sedimenata. U nastavku trase, nivo podzemne vode je izrazito promenljiv, i nije uopšteno opisan, već je analiziran za svaki objekat posebno. Geotehnički uslovi vezani su za duboke iskope u zasićenim sredinama. U kompleksu kristalastih škriljaca, analiziran je međusobni odnos (odnos kompaktnijih i čvršćih članova - kvarcita i mermera prema mekšim i plastičnijim sredinama - primarno izmešanim gnajsevima različitog sastava). Od savremenih procesa na ovoj deonici moguće su pojave osipanja i bujične aktivnosti potoka. U okviru ove deonice izdvojene su tri zone, a u okviru zone II tri odnosno, u zoni III dve podzone (Slika 5).
Slika 5. Rejonizacija terena prema geotehničkim uslovima građenja – deonica 3 Figure 5. Terrain zoning according to geotechnical conditions for construction - section 3
90
Zbog izgradnje većeg broja mostova, ali i zbog toga što treću deonicu grade čvrste stenske mase, veći deo je okarakterisan kao povoljan (oko 70%), 27 % je okarakterisano kao uslovno povoljni, uz napomenu da je zbog visine nasipa i korišćenja geosintetika za njegovo armiranje samo mali deo okarakterisan kao nepovoljan, a odnosi se na jače degradiranu zonu sa relativno visokim nivoom podzemne vode, gde je moguća i pojava jedne rasedne zone. I u okviru ove deonice planirana je i izgradnja tri tunela („Vršnik“, „Računkovo brdo“ i „Plehane kuće“) za koje je analiza urađena u posebnoj dokumentaciji. Deonica 4: km 23+500.00 – km 32+100.00 U početnom delu deonice osnovu terena gradi metamorfni kompleks kristalastih škriljaca gde je pored gnajseva zabeleženo i veće prisustvo mermera. U većem delu ove deonice osnova je izgrađena od Miocenih finozrnih pelitsko-glinovitih sedimenata (1M2,3). Bez obzira na njihovu izrazitu heterogenost u vidu tanko uslojenih sedimenata različitog litološkog sastava, ova sredina je posmatrana kao jedinstven sloj koga čine različiti litološki članovi: laporovite gline, lapori glinoviti, glinci i poluvezani peskovi sa proslojcima peščara (glL*, Lgl, Gl, ppš,Lg). Preko kristalastih škriljaca i Miocenih sedimenata, istaloženi su kvartarni sedimenti u okviru kojih su izdvojeni aluvijalni sedimenti reke Toplice (al) i proluvijalni sedimenti koji prate granicu pobrđa sa severne strane trase (pr). Oni su nastali transportom materijala povremenim vodama i difuznim spiranjem duž rečica koje teku sa Jastrepca i ulivaju se u Toplicu. U pitanju je izrazito heterogeni materijal koji pored sitnozrnih frakcija sadrži i slabo zaobljeni krupnozrni materijal. U podini su po pravilu peskovito-šljunkoviti materijali kod kojih se može zapaziti zakonitost taloženja (u najnižim delovima javljaju se šljunkovi, a preko njih su peskovi, supeskovi i sugline sa lokalnim pojavama muljevitih sredina koje su registrovane na više lokacija najčešće u zonama čestih plavljenja terena). Za čitavu deonicu je karakterističan visok nivo podzemne vode, koji je često na dubinama plićim od 2.0 m. Aluvijalne i rečno-terasne ravni, koje su van uticaja rečnog toka Toplice i njenih pritoka, pretežno su stabilne. Potencijalne nestabilnosti su izražene u zoni neregulisanih obala rečnog korita. Ove nestabilnosti mogu da imaju značaj pri projektovanju i izgradnji mosta preko reke Toplice, a manje u zoni planiranih mostova preko njenih pritoka. U okviru ove deonice izdvojene su četiri zone, a u zonama I i IV i po dve podzone (Slika 6).
Slika 6. Rejonizacija terena prema geotehničkim uslovima građenja – deonica 4 Figure 6. Terrain zoning according to geotechnical conditions for construction - section 4
91
S obzirom da u površinskom delu dominiraju krupnozrni sedimenti, veći deo deonice je dobrih otpornih i deformabilnih karakteristika, tako da je ona uglavnom okarakterisana kao povoljna za izgradnju (oko 82%). Fundiranje mostova će se obavljati u šljunkovima a sleganja nasipa su uglavnom manja i odvijaće se u kratkom vremenskom periodu. Ostali deo (oko 17 %) okarakterisan je kao uslovno povoljan i to uglavnom zbog lokalnih pojava muljevitih sredina prekrivenih nasipom. Zanemarljivi deo trase je okarakterisan kao nepovoljan, i to na delovima gde se muljevite sredine javljaju na samoj površini terena, koja je po pravilu zabarena i često plavljena. Deonica 5: km 32+100.00 – km 39+400.00 Ova deonica se nastavlja na prethodnu, tako da osnovu terena izgrađuju Miocene (1M2,3) finozrne tvorevine od pelitsko-glinovitih sedimenata (laporovite gline, lapori glinoviti, glinci i poluvezani peskovi sa proslojcima peščara - glL*, Lgl, Gl, ppš,Lg). Na samom kraju deonice od stacionaže km: 38+800, osnovu terena gradi kompleks flišnih sedimenata kredne starosti (K32) izgrađeni od lapora, laporaca, peščara sa proslojcima alevrolita, glinaca i krečnjaka. Debljina pojedinačnih slojeva je uglavnom mala (do 30 cm), a za peščare i krečnjake može se reći da su bankoviti sa debljinom i preko 1.0 m. U površinskom delu uglavnom se javljaju sekvence lapora kao produkti krajnjeg stadijuma delovanja mutnog toka, a česte su i pojave alevrolita i peščara. Posebno su izdvojene dve litološke jedinice i to: glinovita zona raspadanja krednog fliša sa sitnim, a retko i većim fragmentima drobine - (gl – Lc*, KR*, Pš*, Gl*) i ispucala i raspadnuta flišna serija sa decimetarskim komadima peščara, alevrolita, krečnjaka i laporaca (Lc*, KR*, Pš*, Gl*). Preko ovih krednih kao i miocenih sedimenata, istaložene su proluvijalne (pr) ili aluvijalne (al) naslage reke Toplice i njenih pritoka. Proluvijalni sedimenti su utvrđeni na određenom rastojanju od Toplice ali bez jasno definisane oštre granice sa aluvijalnim sedimentima, s obzirom da je litološki sastav dosta sličan (dominiraju krupnozrni šljunkovi sa manjim sadržajem sitnozrnih prašinastih frakcija, a lokalno i peskovitim materijalom). U okviru ove deonice izdvojeno je šest zona, a u okviru zone I i IV i po dve podzone (Slika 7).
Slika 7. Rejonizacija terena prema geotehničkim uslovima građenja – deonica 5 Figure 7. Terrain zoning according to geotechnical conditions for construction - section 5
92
Na većem delu zaravnjenog dela trase registrovan je visok nivo podzemne vode (plići od 2.0 m) dok je na samom kraju deonice gde trasa prelazi na desnu dolinsku stranu Toplice, on je znatno dublje. Veći deo trase je van uticaja rečnog toka Toplice i njenih pritoka, tako da je stabilan. Bez obzira što u površinskom delu dominiraju krupnozrni sedimenti sa dobrim otpornim i deformabilnim svojstvima, polovina deonice je okarakterisana kao uslovno povoljna zbog izgradnje visokih nasipa čija visina lokalno prelazi 10 m. Pored toga, u zoni gde se manji vodotoci ulivaju u reku Toplicu, pored krupnozrnih sedimenata lokalno se javljaju i vodozasićene muljevite sredine koje su okarakterisane kao nepovoljne ali su u odnosu na ukupnu dužinu deonice, zanemarljive (1 %). ZAKLJUČAK Rezultati obavljenih istraživanja, iskorišćeni su za opštu rejonizaciju terena u široj zoni trase autoputa, uzimajući u obzir inženjerskogeološke komplekse, morfološke karakteristike, hidrogeološke karakteristike, a uvažavani su i osnovni meteorološki uslovi. Geotehnička rejonizacija je urađena prema prethodno izvršenom zoniranju terena, na osnovu brojnih faktora koji su uopšteno podeljeni u tri osnovne kategorije: „faktori prošlosti“, „faktori sadašnjosti“ i „faktori budućnosti“. Na ovaj način identifikovane su: A „povoljne“ (oko 63 %), B - „uslovno povoljne“ (oko 32 %) i C - „nepovoljne“ (oko 5 %) deonice, koje su vezane za složenost izgradnje planiranih objekata na trasi autoputa (iskopi, zasecanje, usecanja, nasipanja, dreniranja i sl.). LITERATURA: Rakić i dr.: Idejni projekat i studija izvodljivosti sa procenom uticaja na životnu sredinu za izgradnju autoputa E-80 (SEETO Ruta 7): od administrativnog prelaza Merdare do Niša preko obilaznice Prokuplja, deonica Niš – Pločnik, Sveska E21: Elaborat o geotehničkim uslovima izgradnje trase autoputa, 2017. Hsai-Yang Fang and John L. Daniels.: Introductory Geotechnical Engineering an Environmental Perspective, Taylor & Francis, pp. 545, 2014. Basarić, I., Bogdanović, S., Rakić, D., Janković, J. and Stevanović, M.: Engineering geological and geotechnical investigations for design of higway E-80 Nis – Merdare”, 17th International Multidisciplinary Scientific Geoconference SGEM 2017/Conference Proceedings Volume 17,
93 UDC: 624.131.537(497.11) 624.138(497.11) Stručni članak
SANACIJA KLIZIŠTA „ZEOČKE KRIVINE“ NA DRŽAVNOM PUTU II A REDA BROJ 180 – KLIZIŠTE IZMEĐU DVE SERPENTINSKE OKRETNICE Dragana Božović-Selaković, Veliborka Cvijović Institut IMS a.d.,Bul. Vojvode Mišića 43, Beograd, Srbija;
[email protected] REZIME U toku 2016. usled velikih padavina došlo je do formiranja aktivnog klizišta „Zeočke krivine“ u Zapadnoj Srbiji. Predmet projektno-tehničke dokumentacije je sanacija klizišta urađena prema pravilima struke, važećim SRPS standardima i propisima radi definisanja optimalnog geotehničkog rešenja. KLJUČNE REČI: Klizište, Sanacija, Javni put, Rang puta
REMEDIATION OF THE LANDSLIDE "ZEOČKE KRIVINE" ON THE STATE ROAD II A NUMBER 180 - BETWEEN TWO SERPENTINE CIRCULARS ABSTRACT During 2016, due to heavy rainfall, the active landslide of the "Zeočke krivine" in Western Serbia was formed. The subject of project-technical documentation is remediation of landslide done according to the rules of the profession, current SRPS standards and regulations in order to define the optimal geotechnical solution. KEY WORDS: Landslide, Remediation, Public road, Road class
UVOD Na delu puta IIA reda broj 180 Čačak - Guča, na km 8+900.00, formirano je aktivno klizište „Zeočke krivine“. Do formiranja klizišta došlo je 07.03.2016. godine, u toku i nakon velikih padavina koje su zahvatile Zapadnu Srbiju. Za potrebe izrade projektnotehničke dokumentacije sanacije klizišta izvršen je stručni pregled terena i urađeni su istražni radovi, radi definisanja geotehničkih uslova sanacije klizišta.
94
Slika 1. Pregledna karta Figure 1. Overview map
Klizište je zahvatilo put u zaseku, između dve serpentinske okretnice, na dužini puta oko 50 m na gornjem nivou i dalje niz kosinu nasipa na donji nivo puta ( Slika 2). Padina je visine oko 15 - 20m. Čeoni ožiljak je formiran na ivici leve kolovozne trake ( smer iz pravca Čačka ka Guči ) vrlo strmog nagiba, visine 2-3 m.
95
Slika 2. Klizište Figure 2. Landslide
Bujica vode koja se kretala sa pribrežne strane ka serpetinskoj okretnici usled velikog podužnog nagiba (in > 5.5 %) u tački infleksije ( profil 10 ) je skrenula ka levoj ivici kolovoza i obrušula deo puta i kosine nasipa. Elementi sistema za odvodnjavanje nisu bili u funkciji (zatrpan odvodni jarak) i nije postojao propust sa desne strane u bočnoj jaruzi pre zone klizišta. Vodozasićena drobina sa glinovito - prašinastom masom, koja čini telo klizišta, debljine 3 - 4 m, otklizala je na kolovoz na donjem nivou i dovela do potpunog prekida saobraćaja na ovoj deonici puta. Kako bi se omogućilo odvijanje saobraćaja na predmetnoj deonici, kao privremena mera sanacije izvršeno je uklanjanje otklizalog materijala na donjem nivou puta i čišćenje zemljanog jarka. Na gornjem nivou sa leve strane puta u smeru rasta stacionaže urađen je ivičnjak kako bi se sprečio priliv vode u zonu ožiljka. Sa desne strane je izgrađen privremeni asfaltni rigol koji prima vodu sa kolovoza i odvodi je u zemljani jarak Postavljena je i privremena saobraćajna signalizacija (vertikalne i horizontalne zapreke, saobraćajni znakovi...) za naizmenično odvijanje saobraćaja (Slika 3.)
96
Slika 3. Privremena mera sanacije Figure 3. Temporary measure of remediation
ISTRAŽNI RADOVI Izvršeno je geodetsko snimanje postojećeg stanja i izvedeni su terenski istražni radovi. Pri određivanju vrste i obima geotehničkih ispitivanja uzeti su u obzir geološko - geotehnički uslovi na terenu. Istražno bušenje - sondiranje terena, rađeno je do dubine 11 m. Urađene su 4 istražne bušotine. Sondiranje terena urađeno je mašinskim bušenjem, kontinualnim jezgrovanjem. Uporedo sa napredovanjem bušenja, vršeno je uzimanje i klasifikacija reprezentativnih uzoraka tla u svemu prema SRPS U.B1.003. Izvađeno jezgro je očišćeno i pakovano, a potom je izvršeno detaljno strukturno kartiranje jezgra iz istražnih bušotina. Rezultati laboratorijskih ispitivanja dati su Izveštajem akreditovane laboratorije Instituta IMS. Bušenjem kroz kolovoz i sloj nasipa, utvrđeno je do dva sloja asfalta debljine cca 15 cm i 5 cm. Tamponski sloj od tucanika izmešanog sa drobinom u nižem delu, ima debljinu od cca 30 cm - 50 cm. Niži slojevi nasipa izgrađeni su od gline sa krupnim tucanikom ili drobinom. U zoni otcepljenja puta, vidljivo je više slojeva asfalta debljine cca 35 cm, što ukazuje da je na tom mestu kolovoz i ranije slegao.
97
Sastav materijala u telu klizišta čini zaglinjena drobina metamorfisanih stena sa mestimično krupnim beskorenim blokovima stena. Komponenta gline sa drobinom je grubo disperzna, vrlo neujednačene zbijenosti, uglavnom provlažena, mekog konsistentnog stanja, niske plastičnosti ili neplastična. Drobine su heterogene prema krupnoći, zbijenosti i litološkom sastavu u koji ulaze fragmenti progresivno metamorfisanih stena. PREPORUKE GEOTEHNIČKOG ELABORATA Prema inženjerskim svojstvima klizište pripada konsekventnom tipu klizišta sa tendencijom regresivnog razvoja procesa i preporuka je da sanaciju treba uraditi u što kraćem roku. Na osnovu rezultata geostatičkih analiza, sanacionim merama potrebno je obezbediti odvodnavanje trupa puta i kosina nasipa - izradom kanala i propusta, a u delu putnog zaseka, ublažavanje i odvodnavanje kosine. Pri izvođenju zemljanih radova, treba voditi računa da je teren sklon klizanju i obrušavanju, pa je potrebno preduzeti sve mere osiguranja iskopa. MERE SANACIJE Osnovne sanacione mere obuhvataju izradu gabionskih zidova na putu IIA - br.180, deonica: Čačak - Guča. Gabionskim zidom na gornjem nivou je obezbeđena stabilnost ivice puta sa leve strane, a istovremeno je omogućen nesmetan protok podzemnih i nadzemnih voda. Za zaštitu ogoljene kosine između gornjeg i donjeg dela puta planiran je geokompozit od čelične i kokosove 400g mreže sa već unetim semenom trave. Na početku rekonstrukcije puta IIA-180, Čačak – Guča, na km 8+940.00 predviđa se izrada novog propusta ø1000, koji treba da skupi vodu iz postojećeg zemljanog kanala i pribrežne vode. Pretpostavka projektanta je da je u momentu građenja puta nije urađen propust, jer u današnjim uslovima sa desne strane puta se vidi velika kružna rupa u koju se sliva voda i dalje neplanirano ponire ispod puta u šumu. Zbog toga je projektovan otvoreni trapezni AB kanal koji kontrolisano vodu dovodi do AB šahta na km 8+940.00. Voda iz šahta se uliva u propust ø 1000 i kontrolisano njime odvodi. Cevast propust ø 1000 je projektovan dužine L=9.0m.
98
Slika 4. Situacioni plan Figure 4. Layout of landslide
Slika 5. Poprečni profil Figure 5. Crossection
99
Deonica puta od km 8+910.00 do km 9+095.00 je projektovana sa minimalnim usecanjem u padinu da bi se ceo potez što lakše sanirao. Na gornoj trasi puta sa pribrežne strane je projektovan rigol širine 0.5m i voda se odvodi do postojećeg zemljanog jarka na km 9+095.00. Sa strane visokog nasipa projektovan je gabionski zid. Novoprojektovani gabionski zidovi predstavljaju i deo bankine. Na donjem delu puta je sa leve strane projektovan AB kanal sa gabionskim zidom koji omogućavaju skraćivanje kosine useka i ujedno predstavljaju bermu. Dimenzije gabionskih koševa su 1.0x1.0x2.0(m). Ispuna se radi od lomljenog kamena frakcije 10-25 cm otpornim na dejstvo vode. Između gabiona na gornjem i donjem nivou puta postavlja se čelična mreža preko padine koja se delimično sređuje skidanjem viška otklizalog materijala do nagiba kosine ~1:1,35. Mreža je geokompozit: pocinkovana pletena šestougaona putarska mreža od žice debljine 2,7 mm, i kokosove mreže 400g tj. mreže sa već usađenim semenom trave. Mreža se na vrhu vezuje sajlama i ankerima. Zatim se prićvršćuju za samu kosinu ankerima dužine od 1m na međusobnom razmaku od 2m. Radove na izradi gabioskih zidova, betonskog rigola, propusta i AB kanala uvek obavljati od hipsometriski niže tačke ka višoj, kako bi se osigurao odvod vode gravitacijom. Na deonici sanacije na dužini od L=185.00m predviđa se izrada nove kolovozne konstrukcije ukupne debljine d=45cm. Izrada kolovoza je sa habajićim slojem AB 11 debljine d=4cm, bitumeniziranim nosećim slojem BNS 22sA debljine d=6cm, gornji noseći sloj od drobljenog kamenog agregata 0/31.5mm debljine d=10cm i donji noseći sloj 0/63mm debljine d=25cm. Predračunska suma sanacionih radova za klizište Zeočke krivine iznosi:16.7 Miliona RSD. PRIKAZ IZVOĐENJA SANACIONIH RADOVA U TOKU OKTOBRA 2017.
Slika 5. Izvođenje sanacionih radova tokom 2017 Figure 5. Repair works during 2017
100
ZAKLJUČAK Neposredan povod za nastanka klizišta čije su mere sanacije prikazane u radu je izlivanje velike količine vode sa kolovoza na kosinu zbog ne funkcionisanja sistema odvodnjavanja kao i zbog nedostatka propusta na mestu bočnog povremenog vodotoka ispred zone klizišta. Na izloženom primeru rešenja sanacije klizišta a na osnovu predračunske vrednosti sanacionih radova može se zaključiti da u narednom peridu veliku pažnju treba posvetiti opštem stanju i funkcionisanju elemenata sistema odvodnjavanja na putevima i sve potrebne mere sprovoditi putem redovnog održavanja.
REFERENCE [1] Arhivska dokumentacija Instituta IMS
101 UDC: 625.711.1:625.76 Izvorni naučni članak
GEOTEHNIČKA ISTRAŽIVANJA, ISPITIVANJA I DIMENZIONIRANJE KOLOVOZNIH KONSTRUKCIJA O SANACII I REHABILITACII DRŽAVNOG PUTA Bojan Strezovski, Borislav Ǵoševski * Geohidrokonsalting, Alekso Demnievski 17/13, 1000 Skopje,
[email protected] ,
[email protected] REZIME U ovom radu je prezentirana metodologija istraživanja i ispitivanja geotehničkih i geološ kih karakteristika terena, kao i geotehničke uslove o rekonstrukcii i rehabilitacii kolovoznih konstrukcija gde su izvedene analize asfaltnih ispitivanja. Date su takođe i preporuke o dimenzioniranju rekonstrukcije i rehabilitacije kolovozne konstrukcije. KLJUČNE REČI: geotehnički, rehabilitacija, rekonstrukcija, kolovozna, konstrukcija
GEOTECHANICAL INVESTIGATIONS, EXAMINATION AND DESIGN OF PAVEMENT CONSTRUCTIONS ON THE SANACY AND REHABILITATION OF THE STATE ROAD ABSTRACT In this study, the methodology of research and testing of geotechnical and geological characteristics of the terrain are presented, as well as the geotechnical conditions for reconstruction and rehabilitation of pavement structures where analyzes of asphalt testing were performed. Recommendations on the dimensioning of the reconstruction and rehabilitation of the pavement structure are also given. KEY WORDS: geotechnical, rehabilitation, reconstruction, pavement, construction
UVOD U ovom radu prezentirani su nekoliko aspekata koji su značajni za proektovanje puteva, odnosno upotrebljivost zastupljenih materijala kao donja nosiva podloga, definisanje stislivih karakteristika materijala u zoni postoečih nasipa, kao i dimenzioniranje kolovoznih konstrukcija.
102
Osnovna cilj za izradu ovog rada je, na osnov terenskih istraživanja i laboratoriskih ispitivanja, definisati uslove terena kao prirodnu sredinu i zemljane sloeve po dubini ispitivane lokacije, odnosno predvideti možnu interakciju između prirodne sredine i osobine (karakteristike) postoečke kolovozne konstrukcije (debljina i tip asfaltnih slojeva). METODA TERENSKIH I LABORATORISKIH ISTRAŽIVANJA I ISPITIVANJA Sa ciljem skupiti što je moguće više podataka o geološko – genetskim osobinama terena, kao i detaljno izdvojiti različite vrste stenskih masa, izvršeno je inženerskogeološko kartiranje po osovini trase, na odstojanju od oko 20 m levo i desno, po metodu sledenja geoloških granica i kartiranje svih vidlivih izdanaka. Za utvrđivanje litološkog sastava terena, izrađeni su istražni bunari, iz kojih su uzeti reprezentativni uzorci za određivanje fizičko-mehanickih osobina zastupljenih materijala, na osnovu izvedenih laboratoriskih ispitivanja. Za utvrđivanje svojstava kolovozne konstrukcije izvedeni su i istrani kernovi na koima su izvedena laboratoriska ispitivanja asfaltnih slojeva. Lokacija istražnih bunara i kernova definirana je na osnovi stupnja ostećenosti kolovozne konstrukcije.
Slika 1. Izvedba istražnih bunara i ispitivanje sa dinamičkom pločom
Pored laboratoriskih ispitivanja, izvedena su i terenska ispitivanja u samim istražnim bunarima na različitu dubinu sa dinamičkom pločom. Iz izvedenih ispitivanja sa dinamičkom pločom dobijene su niske vrednosti u pogledu zbijenosti osobito o postelničkom i donjem nosivim slojem, sto je pre svega rezultat prisustva vode koja deluje na trup puta, i koja ima negativan uticaj na nasip, kao i nesoodvetan izbor materijala pri ugrađenju donjeg nosivog sloja puta u pogledu granulometriskog sastava kao i kvalitet ugrađenog kamenog materijala.
103
Slika 2. Karakteristične pukotine
Pored navedenih terenskih istraživanja, izveden je vizuelan pregled postoječe kolovozne površine, pričemu su izdvojene homogene deonice, u zavisnosti od oštečenja koja su uočena, kao teška oštečenja (kolotrazi, slegavanja, velike udarne rupe sa površinom večom od 0.20 m2), srednja oštečenja (mrezno ispucan kolovoz i udarne rupe sa površinom do 0.20 m2), i lesna ostečenja (pukotine i pojava udarnih rupa sa malom površinom). GEOTEHNIČKE USLOVE KOLOVOZNE KONSTRUKCIJE Na osnovu izvedenih geotehnikih istraživanja i ispitivanja, u produžetku su prezentirane dobijene podatke postoece kolovozne konstrukcije u pogledu svih zemjanih radova. Dolni nosivi sloj (Tamponski sloj) Pri iskopi istražnih bunara, utvrđeno je da dolnji nosivi sloj po duzini trase je izgradjen od dobro granuliranih peskova (SW-SM) sa promenljivim granolometriskim sastavom, i drobinu sa prisustvom fine frakcije (GP, GP-GM). Optimalne uslove o zbijanju dobivene na osnovu Proktorovog opita, sa upotrebom energije zbijanja 2700 kN/m3 kreħe se u granici od gd.max = 17.67–20.23 kN/m3, pri wopt = 8.60 – 11.20%, CBR indeks opredeljen u laboratoriskim uslovima kreħe se u granici od 13.43 – 45.03% za CBR2.54 – CBR5.08, dok stepen zbijenosti izražen preko terenskog opita modula stislivosti iznosi 22.10 – 187.50 MPa. Posteljnicki sloj Posteljnicki sloj po duzini trase sastoi se iz prašinestih glina (CL, CI), prašinesti zaglinjeni pesak (SC-SM) i drobine od slabo granulisanog šlunka i prisustvo prašine i peska (GP-GC). Na osnovu laboratoriskih analiza, može se utvrditi da se indeks plastičnosti kreħe u intervalu od Ip = 8.77 - 24.93 %, na granica tecenja WL > 30%. Optimalne uslove zbijanja dobivene na osnovu Proktorovog opita sa upotrebom energije zbijanje 2700 kN/m3 kreħe se u granici od gd,max = 15.40 – 21.50 kN/m3, za wopt =5.90 – 18.50 %, CBR indeks opredeljen u laboratoriskim uslovima kreħe se u intervalu od 1.00 – 52.19 % za CBR2.54 – CBR5.08, dok stepen zbijenosti dobiven na osnovu terenskog opita modula stislivosti, iznosi 41.67 – 61.20 MPa. Podtlo Na osnovu inžinerskogeoloshog kartiranja terena, kao i iz izvedenih istraznih bunara, moze se konstatovati da je podtlo po duzini trase, izgrađeno iz prašinastih glina i glina (CL, CI и
104
CH), prašinestog zagljinjenog peska (SC-SM), augit-hornbleda-biotit-andezite (αah), andezitske breče (ω’), peščare meke i trošne zute boje (PS,GC,L) i andezitske tufove (Θ). Stepen zbijenosti izražen na osnovu terenskog opita modula stislivosti iznosi 30.92 – 44.12 MPa i može se reći da podtlo zadovoljava kriterium u pogledu zbienosti, što je rezultat dugog vremenskog perioda konsolidacije. Na osnovu svega ovoga, generalno se može zaključiti da na nekim delovima trase, se ukazuje potreba od lokalnih intervencija u smislu dodatnog zbijanja, a na određena mesta skoro i zamena postelničkog i tamponskog sloja. GEOTEHNICKE USLOVE O REKONSTRUKCII I UZVEDBI NOVE KOLOVOZNE KONSTRUKCIJE Pri izvedbi i rekonstrukcii saobračajnice, neophodno je zapaziti kriteriume i standarde o kvalitetu zemljanih materijala pri upotrebu za donju nosivu podlogu, t.j. podtlo, posteljice, trup nasipa i za lomjeni kamen kao agregat za tamponski sloj. Potreban kvalitet za izradu podtla U zavisnosti od visine nasipa, poravnjata temeljna osnova (podtlo) pri izvedbi i rekonstrukciji, potrebno je zadovoljiti određene kriteriume, u pogledu stepen zbienosti (prema Proktoru), koji se kreħe u granici od 95 – 100 %, i modul stislivosti Mv opredeljen metodom kružne ploce 20 - 25 MPa. Potreban kvalitet za izradu posteljice Za izradu posteljice upotrebljavaju se sve anorganske materijale, pri čemu je potrebno izvršiti sva laboratoriska ispitivanja, koima ħe se potvrditi upotrebljivost materijala i to: Vlažnost materijala mora bidi takva da pri zbijanja moze se postići propisan stepen zbijenosti; − − − − − −
Minimalna zapreminska težina dobivena u laboratorii, sa energijom Е=600 KN/m3, treba da je veħa od gd max ≥ 17.50 kN/m3; Optimalna vlažnost manja od 20 %; Granica tečenja da je manja od 30 %, a indeks plastičnosti da je manji od 17 %; Stupanj naramnomernosti “Cu” da nije manji od 9 i najveħa zrna u tom sloju da ne budu veħa od 60 mm (10% до 70 mm); Kalifornijski indeks nosivosti u terenskim uslovima da je veħi ili jednak na 8 %; Pri izradu posteljice, potrebno je stepen zbijenosti da bude veħi od 98% od standardne laboratoriske zbijenosti, dok modul stisljivosti završnog sloja nasipa treba da bude veħi od 60 MPa.
Izrada poboljšane posteljice Na osnovu tehničkih uslova, izvršene su laboratoriske analize za opredeljenje upotrebljivosti materijala kako za posteljicu tako i za podtlo.
105
Iz laboratoriskih ispitivanja može se zaključiti da određeni materijali (CL, CI, CH и SCSM) ne zadovoljavaju uslove za izvedbu posteljice, zato sto vrednost CBR < 8 % i Cu < 9. Zbog ovoga, i zbog velika ostečenja kolovozne konstrukcije (mrezno ispucan kolovoz, udarne rupe, slegavanje) može se zaključiti da je potrebno izvršiti rekonstrukciju sa izvedbom nove konstrukcije puta, sa odstranjivanjem kolovozne konstrukcije i poboljšanje posteljice sa zamenom kvalitetnijeg kamenog materiala. Debljina poboljšane posteljice definirana je na osnovu dijagrama, u zavisnosti između CBR nasipa i CBR poboljšanog podtla. Potreban kvalitet donjeg nosivog sloja Za izradu donjeg nosivog sloja koristi se drobljeni kameniti materijal, koji se sastoji od zrna drobljenog tucanika, sitneža, peska i ispune, koji odgovaraju propisanim zahtevima prikazanim u sledeħoj tabeli. Za zaštitu ovog sloja od zamrzavanja, potrebno je dopunski predvideti drenaže za dreniranje površinskih voda, kao i odvođenje vode iz trupa nasipanog materijala. Tabela 1. Kriterijum o kalitetu materijala donjeg nosivog sloja Tražene rezultati Red.br Vrsta ispitivanja Drobljeni agregat 1 Forma zrna Nepovljno do 40% 2 Trošna zrna Do 7 % 3 Sadrzaj muljevito-glinovitih a organskih cestica Do 5 % 4 Osetljivost na dejstvo mraza (čestice od 0.02 mm) Prema MKS U.Е9.020/66 Postojanost agregata na mraz Postojano gubljenje tezine : 5 Za frakcije do 8 mm Do 10 % Za frakcije vece od 8 mm Do 12 % 6 Zapreminska težina Prema modificiranom Proktoru 7 Stepen neravnomernosti min 15 8 Abenje po Los Angeles min 40 % 9 min 80% CBR (ugrađen prema modificiranom Proktoru)
Pre ugradnji materijala, potrebno je na probnu deonicu dužine od 50 – 100 m, utvrditi upotrebljivost materijala koji se ugrađuje, saglasno kriteriuma prema tabeli. Pre ugradnje donjeg nosivog sloja mora se dobiti 100% zbijenost prema Proktorovim postupkom, dok minimalne vrednosti modula stisljivosti Mv, merene kružnom pločom ∅300 mm treba iznositi 100 MPa. Minimalna terenska ispitivanja koi se moraju izvršiti na donjem nosivom sloju obuhataju: − −
Ispitivanje strepena zbijenosti i vlažnosti materijala svakih 500 m2 ugrađenog materijala. Ispitivanje deformabilnosti metodom kružne ploče na svakih 50 – 100 m’ svakog ugrađenog sloja (kao jedan rezultat uzimaju se dva merenja izvedena u neposrednoj blizini).
106
− −
Ispitivanje granulometriskog sastava materijala ugrađenog sloja, svakih 4000 m2 (u slucaju promena granulometriskog sastava i češče). Ispitivanja osetljivosti tampona na dejstvo mraza, svakih 4000 m2 ugrađenjog materijala. PREDLOG TIPOVA NADGRADNJE KOLOVOZNE KONSTRUKCIJE
Pri izvedbi kolovozne konstrukcije, bez razlike dali se radi o rekonstrukcii, rehabilitacii ili izvedbi nove kolovozne konstrukcije, potrebno je uzeti u obzir, vozno dinamicke karakteristike puta, kontinuitet završnog sloja asfalta, a sa tim omogučiti iste uslove kolovoza za bezbedan i udoban saobračaj svih učesnika u saobračaju. Iz tih razloga usvoene su identične debljine asfaltnih sloeva AB 11s sa debljinom od 5.0 cm, bitumenizirani nosivi sloj BNS 22sA sa debljinom od 6 cm, a debljina tamponskog sloja promenjen je samo za novu kolovoznu konstrukciju, debljine od 30 сm. Može se reci da 70 % od ukupne dužine kolovozne konstrukcije je u nezavidnom položaju, gde imamo pojave koltraga, mreznih pukotina na vecem delu puta, poduzne puknatine, slegavanje levog i desnog kolovoza, a sredina puta podignuta je za više od 10 cm, bezbroj udarnih rupa sa promenljivim dimenzijama i dubinom, a mali broj sanacija istih sa različitim oblikom, pravcem i velicinom. Odvodnjavanje kolovoza, nije na potrebnom nivou u pogledu zemljane kanafke koje je obrasla drvečem i grmljem, a s tim je izgubila funkciju za koju je nemenjena, a na određene delove, dobija se utisak da je uopste nema, pritom največa ostečenja kolovozne konstrukcije su na sekcijama gde je odvodnjavanje najzapostavljeno ili ga nema. Projektnim zadatkom, predviđena je rehabilitacija kolovozne konstrukcije sa intervencijom samo na asfaltne sloeve. Ali zbog velikih ostečenja kolovozne konstrukcije, kao i na samom trupu puta, na oddelnim sekcijama mora se izvršiti rekonstrukcija trupa puta i izgradnja nove kolovozne konstrukcije. Dimenzioniranje je izvedeno za fleksibilne kolovozne konstrukcije koje su višeslojne kolovozne konstrukcije, sa savitljivim slojevima. Kod ovih kolovoznih konstrukcija usled dejstva saobračajnog opterečenja nastaje slegavanje na relativno malu površinu sa velikim nagibom, sto dovodi do lokalizaciju pritiska na malu povrsinu kontakta. Uzimajuħi u obzir geomehaničke parametre sredine od koje je izgrađena predmetna deonica, kao na primer niske vrednosti zapreminske tezine, CBR za tamponski sloj koj treba da je veci od 80% a kreče se u granicama od 13.43 – 45.03% za CBR2.54 – CBR5.08 i modul stisljivosti koj za tamponski sloj treba da bude veħi od 100 MPa a kreče se u granicama od 46.15 – 76.92 MPa. Slične rezultate dobijene su i za materijale od kojih je izgrađena i posteljica. Pored svega ovoga, a imajuħi u obzir oštečenja i deformacije kolovozne konstrukcije, izdvojene su homogene deonice gde se predlaže način rekonstrukcije, rehabilitacije i izvođenje nove kolovozne konstrukcije i to:
107
Način rehabilitacije Struganje postojnog kolovoza prema šemi struganja, sanacija eventualnih udarnih rupa ili druga lokalna oštečenja postoječeg kolovoza, grebanje i profiliranje kolovozne površine, čiščenje I obesprašivanje kolovozne površine, prskanje kolovozne površine sa katjonskom polimernom nestabilnom emulzijom 500-800 gr/m2 radi lepljivosti, i izvođenje završnog abečkog sloja AB11s, d = 5,0 cm.
Slika 3. Homogene deonice pri izvedbi nove kolovozne konstrukcije
Nacin rekonstrukcije Struganje postojnog kolovoza sprema šemi stuganja, sanacija eventualnih udarnih rupa ili druga lokalna oštečenja na postojnog kolovoza, grebanje i profiliranje kolovozne površine, čiščenje i obesprašivanje kolovozne povrsine, prskanje kolovozne površine sa katjonskom polimernom nestabilnom emulzijom 500-800 gr/m2 zbog ljeplivosti, bitumeniziran nosiv sloj od BNS 22sA, d=6cm, prskanje kolovozne površine sa katjonskom polimernom nestabilnom emulzijom 300-500 gr/m2 zbog ljeplivosti, i izvođenje završnog abečkog sloja AB11s, d = 5,0 cm. Nova kolovozna konstrukcija Čiščenje postoečkog terena do zdrave osnove (prirodno tlo ili postojni nasip), izvođenje nasipa u sloeve, izvođenje poboljšane posteljice od sljunka sa dmin=40 do 60 cm, izvođenje tamponskog sloja sa dmin=30 cm, prskanje tamponskog sloja sa anjonskom nestabilnom emulzijom zbog ljeplivost 500-800 gr/m2, bitumeniziran nosiv sloj BNS 22 sA, d = 6 cm, prskanje kolovozne površine sa katjonskom nestabilnom emulzijom zbog lepljivosti 300-500 gr/m2, i izvođenje završnog abečkog sloja АБ 11с, d = 5,0 cm.
108
ZAKLJUČAK U toku sadašnjih istraživanja i ispitivanja, izvedeno je IG kartiranje cele duzine deonice levo i desno do oko 20 m, izvedene su istražne bunare, kartiranje i oprobavanje istražnih bunara, ispitivanje modula stisljivosti sa kružnom pločom, vizuelno snimanje stanja kolovozne konstrukcije, vađenje kernova iz asfaltnih slojeva, laboratoriska ispitivanja i kabinetske radove. U toku vizuelnog pregleda postojne kolovozne površine, uočene su sve vidove oštečenja koje su podeljene na teška, srednja i laka oštečenja. Od izvedenih terenskih i laboratoriskih ispitivanja i istraživanja, generalno se moze zaklučiti da na nekim delovima trase se ukazuje potreba od lokalnih intervencija u smislu dodatog zbijanja, a na odredenim mestima od zamene postelničkog i tamponskog sloja. Sa Projektnim zadatkom, predviđena je rehabilitacija kolovozne konstrukcije sa intervencijom samo na asfaltnim sloevima. Ali zbog velikih oštečenja kolovozne konstrukcije, kako i samog trupa puta, na određenim sekcijama mora se izvršiti rekonstrukcija i trupa puta, kao i izgradnja nove kolovozne konstrukcije. Imajuħi u obzir oštečenja i deformacije kolovozne konstrukcije, izdvojene su homogene deonice gde se predlaže način rekonstrukcije, rehabilitacije i izvođenje nove kolovozne konstrukcije. Pri izvedbi kolovozne konstrukcije, bez razlike dali se radi o rekonstrukcii, rehabilitacii ili izvođenju nove kolovozne konstrukcije, potrebno je uzeti u obzir, vozno dinamičke karakteristike puta, kontinuitet završnog sloja asfalta, i s tim ovogučiti iste uslove kolovoza za bezbedan i udoban saobračaj svih učesnika u saobračaju. Iz tih razloga, usvojene su identične debljine asfaltnih sloeva AB 11s debljine od 5.0 cm, bitumenizirani nosivi sloj BNS 22sA debljine od 6 cm, a debljina tamponskog sloja promenjen je samo za novu kolovoznu konstrukciju debljine od 30 сm. LITERATURA: Angelov V., Petreski S.: Elaborate for geotechnical investigations and design of pavement construction for rehabilitation of State Road R1205, section Krupiste – Probistip km. 0+000,00 – km. 17+789,17. Geohidrokonsalting D.O.O.E.L – Skopje. Report number: 010351. June 2017. Jovanovski M., Gapkovski N., Peševski I., Abolmasov B.: Inženerska geologija. Gradežen fakultet , 2012. Jovanovski M.: Geotehnički istražuvanja, univerzitetska skripta. Dimitrievski Lj.: Mehanika na počvi I i II, univerzitetska skripta. Dimitrievski Lj.: Zemjani raboti i konstrukcii, univerzitetska skripta. Moslavac D.: Dolen stroj na soobrakjajnici, univerzitetska skripta.
109 UDC: 624.6(497.113) Stručni članak
SLEGANJE I DOZVOLJENA NOSIVOST LANSIRNE GREDE DRUMSKO-ŽELEZNIČKOG MOSTA PREKO DUNAVA U NOVOM SADU – TEORIJA I PRAKSA Nemanja Stanić*, Slobodan Ćorić**, Aleksandar Tokin* * „Hidrozavod DTD“ A.D., Petra Drapšina 56, Novi Sad,
[email protected] **Rudarsko-geološki fakultet Univerziteta u Beogradu, Đušina 7, Beograd REZIME: U toku priprema za lansiranje konstrukcije novog drumsko-železničkog mosta u Novom Sadu, izgrađene su armiranobetonske lansirne grede čija je svrha prevlačenje luka sa obale na konačnu poziciju. Grede privremeno prihvataju opterećenje od mostovske konstrukcije, preko odgovarajućih hidrauličkih presa. Lansirne grede su oslonjene direktno na nasip izrađen za ove potrebe. Prilikom oslanjanja konstrukcije na grede, vršena su merenja sleganja na tačkama oslonaca. Ovaj rad se bavi analizom teorijskih proračuna sleganja i dozvoljene nosivosti, u poređenju sa stvarno dogođenim sleganjima i opterećenjem. KLJUČNE REČI: most, lansirna greda, opterećenje, sleganja, dozvoljena nosivost
SETTLEMENT AND ALLOWABLE BEARING CAPACITY OF LAUNCHING BEAM OF ROADRAILWAY BRIDGE OVER DANUBE RIVER IN NOVI SAD - THEORY AND PRACTICE ABSTRACT During the preparatory works for launching the structure of new road-railway bridge in Novi Sad, reinforced concrete launching beams were constructed to be used for the launching of the bridge arch from the river bank to its final position.The beams only temporarily took the load of the bridge structure using the corresponding hydraulic presses. The launching beams leaned directly on the embankment that was built for this purpose. When the structure was positioned on the beams, the settlement on the supporting points was measured. This paper presents an analysis of theoretical calculations of the settlement and allowable bearing capacity compared to the actual settlements and load. KEYWORDS: bridge, launching beam, load, settlements, allowable bearing capacity
110
UVOD Kao jedna od završnih faza izgradnje novog drumsko-železničkog mosta u Novom Sadu, predviđeno je lansiranje lučnih konstrukcija sa obale na njihovu konačnu poziciju. Da bi se ova osetljiva operacija sprovela, izgrađene su armiranobetonske grede sa šinama, na koje su oslonjene hidraulične prese. Opterećenje od konstrukcije prenosi se na gredu preko ukupno 16 presa kapaciteta po 500 tona, na 4 tačke oslonca. Nakon izvršenih priprema, konstrukcija se pomoću specijalne barže prevlači i jednim krajem oslanja na rečni, a drugim na obalni stub.
Slika 1: Mostovska konstrukcija na konačnoj poziciji (Petrovaradinska strana) Figure 1: Bridge construction on its final position (Petrovaradin side)
Slika 2: Armiranobetonska lansirna greda Figure 2: Reinforced concrete launching beam
Lansirne grede su dimenzija 2,4 x 0,8 m (u poprečnom preseku) i fundirane na oko 0,2 m dubine. Temeljno tlo je novoizgrađeni nasip debljine oko 10 m, od nekoherentnog materijala (pretežno pesak i šljunak sa tamponskim slojem od šljunka i tucanika). Ukupna težina konstrukcije sa Petrovaradinske strane iznosi oko 4800 tona, što znači da svaki oslonac prenosi oko 1200 t opterećenja na temeljno tlo. Prilikom oslanjanja konstrukcije na lansirnu gredu, vršena su osmatranja sleganja grede, i dobijeni su rezultati koji su izazvali zabrinutost da bi u nekom momentu tokom lansiranja moglo doći do sloma tla i nekontrolisanih sleganja. Naime, monitoringom su utvrđene su vrednosti sleganja blizu 3 cm, neposredno ispod oslonaca. Stoga su sprovedena dopunska geotehnička ispitivanja tla u zoni oslonaca. Ispitivanja su se sastojala iz istražnog bušenja i terenskih opita statičke (CPTu) i dinamičke penetracije (DPSH-A), a sprovedena su od strane privrednog društva „Hidrozavod DTD“ a.d. iz Novog Sada.
111
REZULTATI ISTRAŽIVANJA Istražnim radovima utvrđen je litološki sastav nasipa i njegove podloge, kao i fizičkomehanička i otporno-deformabilna svojstva. Na osnovu rezultata ispitivanja, formiran je geotehnički model u zoni lansirne grede (slika 3). U zoni prvog oslonca leve lansirne grede izveden je jedan opit statičke penetracije sa pijezokonusom (CPTu-2), a vrednosti otpora konusa prikazani su takođe na slici 3. Statički penetracioni opit pokazao je da su prosečne vrednosti modula elastičnosti (E) nasipa oko 75 MPa (slika 4), a ugao unutrašnjeg trenja oko 42°, što predstavljaju dosta veće vrednosti od onih koje se uobičajeno usvajaju u domaćoj geotehničkoj praksi. Korišćenjem dobijenih rezultata, izvršili smo proračune sleganja metodom konačnih elemenata, uz pomoć programskog paketa Geostudio 2012 (Sigma/W). Prilikom proračuna korišćen je elastoplastični model tla, i ukupni parametri deformabilnosti, obzirom da je nivo podzemne vode ispod tretiranog sloja. Osim proračuna sleganja, izvršena je i kontrola dozvoljene nosivosti, prema Pravilniku o tehničkim normativima za projektovanje i izvođenje radova kod temeljenja građevinskih objekata.
Slika 3: Geotehnički model Figure 3: Geotechnical model
112
PRORAČUNI SLEGANJA I DOZVOLJENE NOSIVOSTI Kao što je već navedeno, proračuni sleganja sprovedeni su metodom konačnih elemenata, uz korišćenje parametara čvrstoće i deformabilnosti tla dobijenih iz terenskog opita statičke penetracije CPTu-2. Tlo je posmatrano kao elastoplastična sredina sa prosečnim parametrima kroz ceo razmatrani sloj debljine 10 m, a osnovni parametri su sledeći: -
Zapreminska težina (γ): 19,0 kN/m3 Ugao unutrašnjeg trenja (φ): 42° Kohezija (c): 0 kN/m2 Modul elastičnosti (E): 75 MPa Poisson-ov koeficijent (ν): 0,3
Treba napomenuti da je usvojena pretpostavka da se sve deformacije odvijaju u okviru nasutog sloja. Usvojeno opterećenje od konstrukcije na tlo u zoni razmatranog oslonca iznosi 625 kN/m2. Ova vrednost se dobija tako što se ukupno opterećenje na jedan oslonac (12000 kN) podeli na segment grede dužine 8,0 m i širine 2,4 m.
Slika 4: Otporno-deformabilni parametri na osnovu rezultata opita CPTu-2 Figure 4: Soil stiffness and strenght parameters according to the CPTu-2 test
113
Rezultati proračuna pokazali su sleganja u veličini od 27 mm (slika 5). Proračuni dozvoljene nosivosti izvedeni su prema Pravilniku o tehničkim normativima za temeljenje građevinskih objekata (Sl. List SFRJ 15/90), sa sledećim ulaznim podacima: -
Zapreminska težina (γ): 19,0 kN/m3 Ugao unutrašnjeg trenja (φ): 42° i 35° Širina temeljne trake: 2,4 m Dubina fundiranja: 0,2 m
Dozvoljena nosivost za ugao unutrašnjeg trenja od 42° iznosi Qa = 738 kN/m2, dok za ugao 35°, dozvoljena nosivost iznosi Qa = 286 kN/m2 (za faktor sigurnosti Fφ = 1,4). Čak i ako bi se uzela minimalna dozvoljena vrednost faktora sigurnosti Fφ = 1,2, za ugao od φ = 35°, dobila se dozvoljena nosivost Qa = 503 kN/m2 što je i dalje daleko manja vrednost od stvarnog opterećenja.
Slika 5: Proračun sleganja lansirne grede Figure 5: Load-deformation analysis below the launching beam
114
ZAKLJUČAK U geotehničkoj praksi često ostajemo bez povratnih informacija koliko su naše procene vrednosti sleganja usled izgradnje objekata bile bliske onim vrednostima koje se stvarno pokažu na terenu. U slučaju lansirne grede novog drumsko-železničkog mosta u Novom Sadu imali smo privilegiju da uporedimo rezultate terenskih istraživanja koji su inkorporirani u geotehnički model terena, sa rezultatima realnih osmatranja. Pokazalo se da su rezultati proračuna sleganja sa parametrima iz opita statičke penetracije vrlo bliski stvarno dogođenim sleganjima. U slučaju proračuna dozvoljene nosivosti, ako se uzme vrednost ugla unutrašnjeg trenja iz opita statičke penetracije, dobije se zadovoljavajući faktor sigurnosti. Ukoliko bi se ovakva konstrukcija oslonila na nasip od nekoherentnog materijala, čiji je ugao unutrašnjeg trenja 35°, vrlo verovatno bi došlo do loma temeljnog tla. LITERATURA Ćorić S., Geostatički proračuni, Beograd (2008) Stress-deformation modelling with SIGMA/W, GEO-SLOPE International Ltd, Calgary, Alberta, Canada (2013) Pravilnik o tehničkim normativima za temeljenje građevinskih objekata, Službeni list SFRJ 15/90 (1990).
115 UDC: 624.191.81(497.16) Izvorni naučni članak
VRIJEDNOST PARAMETARA ČVRSTOĆE SMICANJA FLIŠNIH SEDIMENATA DUŽ PORTALNE KOSINE TUNELA JABUČKI KRŠ Nikola Čađenović*, Ivan Maretić*, Lazar Smolović*, Blečić Veselin** * Monteput, Bulevar revolucije br 9, Podgorica, Crna Gora
[email protected] ** Geološki zavod Crne Gore, Kruševac b.b., Podgorica, Crna Gora
[email protected] REZIME Tunel Jabučki Krš, dužine 1.4km je među prvim tunelima probijenim na dionici autoputa Bar-Boljare. Predusjek desnog ulaznog portala je visine 41.8m, formiran je u nagibu 3:1, sa etažom od 8m i bermama širine 1m. Mjere osiguranja kosine podrazumjevale su formiranje gravitacionog potpornog zida, visine 12.4m, nanošenje torkreta debljine 10cm kao i ugradnju SN sidara dužine 6m na 2 do 3m2. Kosina je formirana u flišnim sedimentima koji su predstavljeni tankoslojevitim alevrolitima i pješčarima. Neposredno nakon formiranja kosine, nakon obilnih kiša, došlo je do pojave brojnih pukotina duž njenog lica, takođe u tlu iznad kosine došlo je do pojave pukotina. U radu su analizirane vrijednosti smičućih parametara čvrstoće flišnih sedimenata, pomoću programskog paketa RocLab za usvojene vrijednosti GSI indeksa stijenske mase. KLJUČNE REČI: Portalne kosine, fliš, SN ankeri,GSI indeks, RocLab.
SHEAR STRENGTH PROPERTIES OF FLYSCH ROCK MASS ALONG PORTAL SLOPE OF THE TUNNEL JABUČKI KRŠ ABSTRACT Tunnel Jabučki Krš, 1.4km long is among the first tunnel that has been breaktrough on the section Bar-Boljare highway. Right tunnel entrance portals is 41.8m height, formed in a slope 3:1, with a height of 8m and berms width 1m. Slope assurance measures included the formation of a gravity retaining wall, height of 12.4m, a 10cm torkret as well as the installation of anchors of 6m lengths per 2 up to 3m2. The slopes were formed in flysch sediments, which were represented by the thin-walled alevrolites and sandstones. Immediately after the formation of the slopes, after heavy rain, numerous cracks appeared along the slopes line, also in the ground above the slopes there was a crack. The paper analyzes the values of shear strength parameters of flysch sediments, using the RocLab software package for the adopted values of the GSI index of rock mass. KEY WORDS: Portal slopes, flysch, SN anchors, GSI index, RocLab.
116
UVOD U Crnoj Gori je u toku izgradnja prve dionice autoputa Bar-Boljare u dužini od 41km, na potezu od Podgorice do naselja Mateševo, duž koje se projektuje izgradnja 16 tunela ukupne dužine oko 18km. Prvi probijeni tunel, na ovoj dionici je Jabučki Krš, dužine 1.4km. Njegov desni ulazni predusjek je visine 41.8m, formiran je u nagibu 3:1, sa etažom od 8m i bermama širine 1m. Mjere osiguranja kosine podrazumjevale su formiranje gravitacionog potpornog zida, visine 12m, nanošenje torkreta debljine 10cm kao i ugradnju SN sidara dužine 6m na 2 do 3 m2. Nakon prvih obilnijih padavina, na ovoj kosini pojavile su se brojne pukotine. Deformacije su naglo rasle tako da su nakon par dana, registrovana pomjeranja torkreta koja su imala iznos od gotovo 1m, takođe u zaleđu predmetne kosine čitavom njenom dužinom registrovana je pukotina u tlu širine do 20cm. Radovi na iskopu tunela su obustavljeni, gornja etaža kosine je ublažena, nakon čega do danas nisu registrovana veća pomjeranja. Sadašnji izgled desne ulazne portalne kosine tunela Jabučki Krš prikazan je na slici broj 1.
Slika 1. Sadašnji izgled desne, portalne kosine tunela Jabučki Krš Figure 1. Curent look right, portal slopes of the tunnel Jabučki Krš
117
Stabilnost projektovane kosine, dokazana je računski u okviru glavnog projekta za usvojene smičuće parametre stijene koji su dobijeni pomoću programskog paketa RockLab. Vrijednost smičućih parametara ove heterogene stijenske mase analiziraćemo u cilju ocjene mjerodavnih vrijednosti za zastupljene litološke članove. Ukoliko usvojimo da je došlo do globalnog loma, prilikom izrade projekta sanacije predmetne kosine neophodno je definisati rezidualne parametre smicanja stijenske mase. PARAMETRI STIJENSKE MASE USVOJENI U GLAVNOM PROJEKTU Ulazna portalna kosina tunela Jabučki Krš, formirana je u okviru Durmitorskog fliša, koji je predstavljen tankoslojevitim alevrolitima (0.2-10cm) u smjeni sa pješčarima (5-20cm) u odnosu 80:20, slika broj 2. Orijentacija međuslojnih pukotina je povoljna sa generalnim padom ka stijenskom masivu i padnim uglom od 30∘. Geotehničkim elaboratom određen je GSI indeks stijenske mase. Parametri čvrstoće smicanja određeni su pomoću programskog paketa RockLab, za sledeće karakteristike stijenske mase: Zapreminska težina stijene γz=24kN/m3, čvrstoća na pritisak δci=10Mpa; petrološki indeks mi=7; GSI=30.
Slika 2. Litološki predstavnici i orentacija pukotina duž desne portalne kosine tunela Figure 2. Litological representatives and cracks orientation along right portal slopes
Dobijena je vrijednost kohezije c'=0.138; cr=110Mpa, ugao unutrašnjeg trenja φ'=31.14; φr=24.91∘ i modula deformacije Em=1000Mpa. Maksimalna visina kosine je 41.8m, prvobitno je bilo projektovano da se tunelska cijev izvuče u dužini od 12m uz njeno nasipanje do polovine visine predmetne kosine. Usvojen je faktor sigurnosti od Fs=1.15 pri čemu je usvojena pretpostavka da se radi o privremenom iskopu. Iskop je izveden mašinskim putem. Testiranjem SN sidara dostignute su sile definisane glavnim projektom, uzorkovanjem torkreta dokazana je njegova projektovana debljina i čvrstoća. Radovi na proboju tunela i formiranju desnog ulaznog predusjeka trajali su više od godinu dana, mjere osiguranja kosine prikazane su na slici broj 3.
118
Slika 3. Mjere osiguranja duž desne portalne kosine, gravitacioni zid, dužine i sile u SN ankerima Figure 3. Insurance measures along right portal slopes, gravity wall, length and force in SN anchors
Kosina je bila stabilna dva mjeseca bez registrovanih deformacija. Nakon prvih većih padavina pojavile su se brojne deformacije na kosini, što ukazuje da su u glavnom projektu usvojene precenjene vrijednosti smičućih parametara stijenske mase. ANALIZA USVOJENIH PARAMETARA ČVRSTOĆE STIJENSKE MASE Prilikom određivanja smičućih parametara u programskom paketu RockLab usvojeno je da se veličina manjeg glavnog napona, neće menjati iako se radi o kosini visine 41.8m. Pošlo se od pretpostavke da se radi o privremenom iskopu te da će se iskop vršiti mehaničkim putem a kosina nakon izvlačenja tunelske cijevi nasuti kamenim materijalom. Poznato je da vrijednost faktora oštećenja zavisi od naponskog stanja u kome se nalazi stijenska masa. Kod visokih kosina, bitnu ulogu u veličini ovog faktora ima rasterećenje. Predmetna kosina je dobar primjer u kojoj mjeri veličina faktora oštećenja može uticati na vrijednost smičućih parametara stijenske mase. Ukoliko usvojimo vrijednost ovog parametra u skladu sa preporukama datim u programskom paketu RockLab (D=0.7), dobijamo da je kohezija stijenske mase c'=0.079Mpa, ugao unutrašnjeg trenja φ'=20.74∘ a modul deformacije Em=650Mpa. Uočićemo da su vrednosti kohezije i ugla unutrašnjeg trenja znatno manje od projektovanih. Ulazni predusjek tunela Jabučki Krš je formiran u heterogenim flišnim sedimentima koje odlikuje česta smjena tankoslojevitih alevrolita i pješčara. Imajući i vidu da su njihove međuslojne pukotine glatke, vrijednost usvojenog GSI indeksa, odgovaraće sredini D, prema kriterijumu za flišne stijene, slika 4.
119
Slika 4. Određivanje GSI indeksa za heterogene flišne stijenske mase (P. Marinos, 2000) Figure 4. Determination of the GSI index for heterogeneous flysch rock masses (P. Marinos, 2000)
Prema navedenom kriterijumu GSI indeks je u skladu sa vrijednostima iz glavnog projekta, međutim vrijednosti petrografske komponente mi=7 i jednoaksijalne čvrstoće stijenske mase δci=10Mpa odgovaraju najzastupljenijem litološkom članu. Tanki slojevi alevrolita su u ovoj izrazito heterogenoj flišnoj formaciji redovno odvojeni slojevima pješčara te bi bilo pogrešno za svojstva cijelokupne stijenske mase usvojiti svojstva pješčara, sa druge strane bilo bi previše konzervativno usvojiti vrijednosti alevrolita jer je jasno da slojevi pješčara ojačavaju ukupnu stijensku masu, čineći njen skelet. Stoga je mjerodavno usvojiti prosječne ponderisane vrijednosti pridržavajući se kriterijuma koji je dao P. Marinos, i dr. [1], tabela broj 1. Tabela 1. Predložene proporcije za određivanje parametara δci and mi heterogene stijene fliša Table 1. Suggested proportions of parameters δci and mi for heterogeneous rock flysch masses Tip fliša, sl. broj 4 Vrijednost predložene proporcije za svaki tip stijene A and B Koristiti vrijednosti za pješčare C Redukovati vrijednost za pješčare 20% i koristiti punu vrijednost za alevrolite D Redukovati vrijednost za pješčare 40% i koristiti punu vrijednost za alevrolite E Redukovati vrijednost za pješčare 40% i koristiti punu vrijednost za alevrolite F Redukovati vrijednost za pješčare 60% i koristiti punu vrijednost za alevrolite G Koristiti vrijednosti za alevrolite ili škriljce H Koristiti vrijednosti za alevrolite ili škriljce
120
Prema navedenom kriterijumu potrebno je usvojiti sledeće vrijednosti mi=8-9; δci=1520Mpa. Ovde treba naglasiti ograničenja GSI klasifikacije u vlažnim stijenama, lošeg kvaliteta. Kod stijena koje su građene od minerala koji se lako degradiraju, čvrstoća na smicanje stijenske mase se drastično smanjuje prisustvom vode u stijenskim diskontinuitetima usled vlaženja materijala ispune duž pukotina kao i umanjenjem hrapavosti zidova pukotina. Ukoliko su pukotine glatke ili ispunjene kontinualnom glinenom ispunom potrebno je redukovati GSI indeks. U literaturi ne postoje jasni kriterijumi za umanjenje ovih vrijednosti, P. Marinos i dr. [2] navode da ukoliko se stijena nalazi u vlažnim uslovima, GSI indeks je potrebno više redukovati za lošije stijene, slika broj 5.
Slika 5. Korekcija GSI indeksa kod vlažnih stijena lošeg kvaliteta ( P. Marinos, 2005) Figure 5. Correction of the GSI index in wet rock mass poor quality ( P. Marinos, 2005)
Vrijednosti parametara mi i δci za stijensku masu ostaju nepromenjene. Naglašavamo da je veličina pornog pritiska predmet geostatičkih proračuna i njegova vrijednost je nezavisna od GSI indeksa. Ukoliko usvojimo sledeće vrijednosti GSIred=25, mi=9, δci=17Mpa i D=0.7, dobijamo da je kohezija stijenske mase c=0.090Mpa, ugao unutrašnjeg trenja φ=22.40∘ a modul deformacije Em=630Mpa. Analizom sprovedenom u programskom paketu Slide, pri nivou podzemne vode koji je blizak površini terena, za izvedenu geometriju kosine i projektovane sile u ankerima dobićemo graničnu vrijednost faktora sigurnosti Fs=1, slika broj 6.
121
Slika 6. Rezultati analize stabilnosti padine sprovedene u programskom paketu Slide Figure 6. Results of the slopes stability analysis carried out in the Slide program package
ODREĐIVANJE REZIDUALNIH PARAMETARA ČVRSTOĆE STIJENSKE MASE U glavnom projektu, rezidualna vrijednost smičućih parametara stijenske mase umanjena je za 20%, povučena je određena analogija sa rezidualnim parametrima tla. Vrijednost rezidualnog ugla unutrašnjeg trenja (φr) je za većinu mekih stijena 3-4 ̊ manja od vršne vrijednosti pri čemu će rezidualni ugao uvjek biti veći od 14 ̊. Vrijednost rezidualne kohezije stijenske mase (cr) je obično više puta manja od vršne vrijednosti. Zona stijenske mase duž koje je došlo do smicanja, odlikuje se uvećanim brojem novih pukotina. Nakon dostizanja vršnog opterećenja blokovi stijenske mase postaju manje uklješteni i više međusobno izlomljeni. Kod stijena sa glatkim i ravnim pukotinama sva pomjeranja se odvijaju duž zidova pukotina.Tokom smicanja, hrapavost duž zidova pukotina postepeno se uništava i vrijednost mobilisane hrapavosti je obično upola manja od vršne vrijednosti (JRC mob/JRC peak=0.5). Prilikom izrade projekta sanacije, rezidualne vrijednosti smičućih parametara stijenske mase moguće je dobiti ukoliko se vrijednost terenski determinisanog GSI indeksa smanji za polovinu. Svojstva stijenske mase u prirodnom stanju ne menjuju se tokom smicanja tako da će vrijednosti parametara mi i δc ostati nepromenjene, dok će se veličina blokovske izdeljenosti te hrapavost duž zidova pukotina značajno smanjiti. Na slici broj 7 dato je poređenje između vršnih i rezidualnih vrijednosti dobijenih terenskim mjerenjima i na osnovu GSI indeksa određenog tokom izgradnje hidrotehničkog objekta Kannagawa u Japanu [3].
122
Slika 7. Upoređivanje vršne i rezidualne čvrstoće, sračunate preko GSI indeksa i terenskih podataka Figure 7. Comparison of peak and residual strength, calculated from GSI system and fill data
ZAKLJUČAK Vrijednost smičućih parametara, kod visokih kosina dominantno zavisi od veličine njihovog rasterećenja. Flišne stijene imaju više litoloških predstavnika te je za njih potrebno usvojiti proporcijalne vrijednosti parametara mi i δc. Analiza stabilnosti desnog predusjeka tunela Jabučki Krš ukazuje da se sa redukovanim vrijednostima GSI indeksa, dobijaju realni parametri smicanja stijenske mase. Rezidualne vrijednosti stijenske mase mogu se dobiti ukoliko se usvoji polovina od terenski determinisanog GSI indeksa. Vrijednost rezidualnog ugla (φr) je obično par stepeni manja dok je vrijednost rezidualne kohezije (cr) i do nekoliko puta manja od vršne vrijednosti. LITERATURA: E. Hoek, P. Marinos. Predicting tunnel squeezing problems in weak heterogeneous rock masses. Tunnels and Tunnelling International, 2000. V. Marinos, E. Hoek.The geological strength index applications and limitations. Bullten Engenering Geological Environment, 2005. M. Cai, P.K. Kaiser. Peak and Residual Strengths of Jointed Rock Masses and Their Determination for Engineering Design. Meeting Society’s Challenges and Demands – Eberhardt, 2007. Tunel Jabučki Krš, Glavni projekat, knjiga BBC130TN017GL02. China Road and Bridges Corporation, Podgorica, 2016.
123 UDC: 624.191(497.11) Stručni članak
ПРИКАЗ ПРОЈЕКТНОГ РЕШЕЊА САНАЦИЈЕ ОДРОНА У НЕМАЊИНОЈ УЛИЦИ У ЛЕБАНУ Дијана Милошевић, Немања Шеловић, Милан Поповић, Бранко Јелисавац Институт за путеве, а.д. Peka Dapčevića 45,
[email protected] РЕЗИМЕ Током обилних киша, средином марта 2015. год. дошло је до рушења зида од ломљеног камена и дела косине висoке око 10,0 m у Немањиној улици у Лебану. Услед одрона оштећена је Немањина улица, а стамбени објекат у ножици косине је делимично порушен. У раду је дат приказ пројектног решења санације одрона и довођења улице у функционално стање. KLJUČNE REČI: зид, одрон, косина, санација
DESIGNED SOLUTION REHABILITATION OF LANDSLIDING IN NEMANJINA STREET, LEBANE ABSTRACT Due large rain in the middle of March 2015., retaining wall made of stone and part of slope high about 10m collapsed in Nemanjina street. Due to landslide, Nemanjina street was damaged and home building at the toe of slope was partly collapsed. The paper presents rehabilitation of landslide and repair of Nemanjina street bringing them into a functional state. KEY WORDS: wall, landslide, slope, rehabilitation
УВОД Одрон који се десио средином марта 2015. године, захватио је Немањину улицу до постојеће канализационе цеви, у дужини од око 30,0m. Рушењем старог каменог зида, саобраћајница је у потпуности оштећена, као и породична стамбена зграда П+0 и два помоћна објекта. Постојећа појава је претила да се прошири узбрдно, чиме би била угрожена стабилност објеката изнад пута. Порушени зид од ломљеног камена у малтеру датира још из шездесетих година прошлог века. Дуж оштећене улице, испред и иза порушеног зида су потпорне
124
конструкције различите старости у веома лошем стању. Цео потез је густо насељен и каскадно изведен.
Слика 1. Приказ нестабилности и оштећеног објекта (Март 2015) Figure 1. Unstable slope and damaged object (March 2015)
Пројектним решењем је требало оспособити Немањину улицу, тј. вратити је у првобитно стање. Поред тога, додатни захтев Инвеститора је био да се постојећи стамбени објекат задржи, осим већ урушеног дела услед одрона, ради његове доградње и адаптације. Овај услов је био ограничавајући фактор за избор санационог решења који је требало превазићи. ПРИКАЗ ГЕОЛОШКЕ ГРАЂЕ ТЕРЕНА У циљу санације насталих деформација извршена су геолошко – геотехничка истраживања и испитивања клизишта, и на основу тога је урађен Геотехнички елаборат. Gнајсеви и микашисти (GS) изграђују подину тела одроњене масе. У површинским нивоима, у дебљини 0,7 – 1,7 m, су заступљени јако деградирани и оштећени микашисти и гнајсеви (GS**), који се под притиском прстију претварају у прах, и у условима водозасићења су склони клижењу. У подини ових наслага залежу мање распаднути ситнозрни гнајсеви (GS*), пукотински издељени (RQD = 25 %) лимонитисани и тврди, дебљине око 1,0 m. Основу терена изграђују релативно свежи, компактни и једри гнајсеви (GS), пукотински мање издељени (RQD = 90 - 100%), врло тврди и водонепропусни. Према GN-200 припадају V – VI категорији земљишта. Одрон je настао гравитационим померањем - одроњавањем низ падину прашинасто-песковитоглиновитих и песковитих наслага са дробином деградираних гнајсева (GS**) и микашиста. Узрок настанка овог одрона је резултат деловања изузетно великог прилива површинских атмосферских вода и константно процеђивање подземних вода из залеђа. На овај начин услед већег водозасићења долази до слабљења отпорних карактеристика заступљених материјала.
125
САНАЦИОНЕ МЕРЕ Постојећи урушени објекат је пре почетка извођења санационих радова представљао потпорну конструкцију за масу која се одроном покренула. Свака интервенција представљала је ризик за додатна покретања падине. Одабир санационих мера зависио је од више фактора: • Отежан приступ локацији са механизацијом; • Простор између објекта и улице коју је потребно санирати je веома мали; • Извођење радова у широком ископу у зони улице, може изазвати глобалну нестабилност падине и објеката изнад улице због ножичног растерећења; На основу сагледаних проблема на терену и геолошке грађе терена из геотехничког елабората, усвојене су следеће санационе мере: • Широки ископ и заштита ископних шкарпи – прва фаза; • Извођење витке АБ потпорне конструкције -друга фаза; Приказ пројектованих санационих мера дат је на слици.
Слика 2. Карактеристични попречни профил Figure 2. Characteristic cross section
Прва група санационих мера (прва фаза) представља широки ископ у етажама и то од хипсометриски највише тачке па наниже низ косину до најниже тачке, како се не би изазвала нестабилност падине. Предвиђена је заштита ископаних шкарпи пасивним анкерима ϕ25 дужине 6m у смакнутом растеру e/t=2.5m/2.5m управно на лице косине. На ископаним косинама је предвиђена уградња цевних дренова ϕ100 дужине 3m.
126
Цеви су перфориране и умотане нетканим геотекстилом. Стабилност објеката изнад улице и комплетне падине је обезбеђена овим санационим мерама. Критична фаза приликом извођења радова представља рушење дела објекта. Ова фаза је предвиђена тек када се растерети и заштити горњи део падине изнад објекта, тј. када се са ископом и заштитом косине од врха дође до горње коте дела објекта који треба срушити. Након описане прве фазе, предвиђена је израда витке бетонске потпорне конструкције са конзолама (друга фаза). Потпорна конструкција је укупне дужине 20 m и константне висине од 10m, без висине темељне стопе. Иза потпорног зида предвиђена је испуна дробинским материјалом. Сакупљена падинска процедна вода иза потпорног зида изводи се „барбаканама“ на АБ зиду пречника 10cm, у бетонски канал испред потпорне конструкције који је спроведен до постојећих реципијената ван парцеле дворишта. Висина и положај АБ зида прилагођен је висинској коти и положају улице изнад објекта и темељу зида урушеног стамбеног објекта. Зид је фундиран у стенској маси бољих физичко-механичких карактеристика. Након завршетка изградње потпорне конструкције, предвиђена је завршна фаза извођења радова која подразумева изградњу и оспособљавање Немањине улице за саобраћај. Стабилност овако високе потпорне конструкције постигнута је пројектовањем бетонских конзола. Бетонске конзоле на АБ потпорном зиду сопственом тежином и тежином испуне од дробинског материјала на њима, смањују активни моменат ротације од хоризонталног притиска на зид, чиме се постиже стабилност конструкције. Геостатичким прорачунима методом граничне равнотеже доказaна je глобална стабилност падине са примењеним санационим мерама и добијен је задовољавајући фактор сигурности. Другом фазом прорачуна разматран је АБ потпорни зид. На основу прорачуна урађеног у програмском пакету RADIMPEX TOWER v6.0, АБ зид је димензионисан према правилнику БАБ 87 за добијене меродавне статичке утицаје. Предвиђено је да се АБ потпорни зид ради од бетона марке МБ 30, отпорног на дејство мраза М-150 и армира ребрастом арматуром Б500Б. С обзиром на габарите потпорног зида и његовог положаја уз стамбени објекат, пројектом је предвиђена уградња геодетских репера у врху, у циљу будућег осматрања померања.
127
Слика 3. Извођење потпорне конструкције Figure 3. Construction phase of retaining structure
128
Слика 4. Март 2015. – Изведена потпорна конструкција Figure 4. Retaining structure – final phase
ЗАКЉУЧАК Извођењем радова у две фазе, није нарушена сигурност суседних домаћинстава и старих потпорних конструкција у близини. Поред тога, на овај начин превазиђени су проблеми везани за ограничен простор за извођење радова и потребу очувања стамбеног објекта. ЛИТЕРАТУРА Максимовић М. : Механика тла, Београд 2008. Митровић П., Санација клизишта и недовољно носивог тла, Београд 2014. Ћорић С.: Геостатички прорачуни, Београд 2006. Sklena J., Vujadinović N.: Прорачун темеља, Београд. 2006. БАБ 87: Грађевинска књига, Београд 1991 Ковачевић Ј.: Савремено грађење у подземљу, Београд 2014.
129 UDC: 624.137(497.11) 625.76(497.11) Streučni članak
ПРИКАЗ ПРОЈЕКТНОГ РЕШЕЊА ТУНЕЛА ВЕЛИКИ КИК НА АУТОПУТУ Е-763, БЕОГРАД – ЈУЖНИ ЈАДРАН Дијана Милошевић, Немања Шеловић, Милан Поповић, Зоран Жарковић Институт за путеве, а.д. Peka Dapčevića 45,
[email protected] РЕЗИМЕ Главним пројектом аутопута Београд-Пожега, на деоници 1: Љиг (Доњи Бањани) – Бољковци, на потезу од km: 86+750.00 до km: 86+950.00, предвиђена је изградња тунела ''Велики Кик'', дужине 200m. У току ископа, дошло је до глобалне нестабилности косине. У раду је дат кратак приказ пројекта измене тунела и санације нестабилне косине на основу кога су изведени радови. KLJUČNE REČI: тунел, пројекат, косина, стабилност, аутопут
DESIGN SOLUTION OF TUNNEL VELIKI KIK ON THE HIGHWAY E-763, BELGRADE – SOUTH ADRIATIC ABSTRACT By Main Design of Highway Belgrade – Požega, section 1: Ljig (Donji Banjani) – Boljkovci, km: 86+750.00 - km: 86+950.00 it was designed tunnel “Veliki Kik” of 200m length. During excavation the global stability of slopes was disturbed. The paper presents a short overview of the designed and constructed solution. KEY WORDS: tunnel, design, slope, stability, highway
УВОД Главним пројектом је предвиђено извођење тунела Велики Кик методом “CUT AND COVER“. Да би се тунел извео пројектован је дубоки засек десне косине аутопута са дубинама усецања од 20.0-37.0m. У току извођења радова, почетком јуна 2013. године, дошло је до је до нарушавања глобалне стабилности косине, што је узроковало појаву пукотина у горњем делу косине а затим и знатна померања и ширења нестабилности узбрдно и бочно (Слика 1, Слика 2). Имајући у виду изражену активност процеса клижења, као и ширења ове појаве и немогућност наставка радова, у априлу 2013. године урађен је Главни пројекат санације нестабилне косине и Геотехнички елаборат о условима санације. Ово пројектно
130
решење није прихваћено због високе цене коштања и брзине извођења радова. Након тога, приступило се разматрању варијантних решења измене тунелске конструкције, израда пројекта и извођење. ОПИС НЕСТАБИЛНОСТИ И ОСНОВНЕ ГЕОТЕХНИЧКЕ КАРАКТЕРИСТИКЕ ТЕРЕНА
Слика 1. Приказ ископа и нестабилности косине (Јун 2013) Figure 1. Overview of excavation and unstable slope (Jun 2013)
Мерена померања у овој фази била су метарских димензија у вертикалном, и дециметарско-метарских димензија у хоризонталном правцу. Активност клизишта је узроковала велике деформације и разлике у морфологији терена на дневној основи, а нарочито након падавина. Отварале су се нове и проширивале старе пукотине како на изведеним косинама и бермама, тако и на релативно заравњеној падини изнад завршне косине. Отворене прслине и пукотине олакшале су убрзану инфилтрацију атмосферилија, чиме је омогућено даље провлажавањe и губитак чврстоће покренутог материјала. Након неколико безуспешних покушаја привременог обезбеђења ископа, радови су обустављени до изналажења коначног пројектног решења. Изведени су допунски геотехнички истражни радови на основу којих је урађен геотехнички елаборат. Терен је изграђен од флишних наслага, представљених лапоровитим кречњацима, лапорцима, и лапоровитим пешчарима и глинцима. На терену је изведено укупно 6 (шест) истражних бушотине дубине 15.0 - 33.0 m у које су уграђене инклинометарске конструкције. У року од три дана прекинута су 4 инклинометра, док је на два урађено по 5 серија мерења. Ово је указивало на то да је клизиште у тренду даље активности и
131
ширења. На узетим узорцима из истражних радова извршена су одговарајућа лабораторијска испитивања. Лабораторијска геомеханичка испитивања изведена су на узорцима из свих заступљених средина: колувијуму, комплексу јако деградираних глинаца и лапоровитих пешчара - (K1,2LPŠ,GC**), комплексу деградираних кредних седимената (K1,2LPŠ,GC*) и комплексу јако испуцалих лапоровитих пешчара и лапоровитих кречњака (K23 LK,LC,LPŠ**). Урађена су лабораторијска испитивања на узорцима из чврсте стенске масе у геомеханичкој лабораторији Института за путеве, као и Лабораторији за механику стена Рударско-геолошког факултета у Београду. Повратном анализом стабилности, за зоне померања утврђене инклинометарским конструкцијама, одређене су вредности параметара смичуће чврстоће за стање граничне равнотеже. Процењена дебљина покренутe стенскe масe (колувијума) у осовини пута износила је до 6 m од површине терена, а на вишим деловима терена и до 21m.
Слика 2. Приказ великих деформација на берми Figure 2. Overview of large deformations on the berm
ПРИКАЗ ПРОЈЕКТОВАНОГ И ИЗВЕДЕНОГ РЕШЕЊА Извођење пројектног решења санације косине без измене тунелске конструкције које је првобитно урађено, захтевало је велика финансијска средства и дуг рок изградње. Као варијанта за разматрање остала је могућност измене тунелске конструкције у циљу прилагођавања условима на терену. Пројектним задатком добијеним од Инвеститора дата су ограничења за израду пројектног решења везано за елементе који се не могу мењати у односу на основни Главни пројекат:
132
-
Путни профил тунела; Сви елементи трасе аутопута, габарит тунела, положај и димензије службених и пешачких стаза; Положај улазног и излазног портала; Бетонске ригле које су у овој фази већ направљене у свему према детаљима из првобитног Главног пројекта;
Након сагледавања геотехничких услова на терену и резултата спроведених геолошких истраживања, дошло се до закључка да тунелску конструкцију треба модификовати на последњих 70 m у зони где је дубина клижења највећа. Ово је потез где је стенска маса која изграђује терен лошијих геомеханичких карактеристика. На првих 130 m тип тунелске конструкције је неизмењен у односу на првобитни Главни пројекат уз додатну заштиту нестабилне косине и обезбеђење темељне јаме. Ово пројектно решење је обухватило и измену решења предусека на улазу и излазу тунела како би се ускладила технологија извођења са изградњом тунела. Пројектно решење тунелске конструкције – CUT AND COVER на потезу од km 86+750 до km 86+880, L=130m На овом потезу у дужини од 130 m, тунелска конструкција се фундира у чврстој стенској маси веома добрих физичко-механичких својстава. У доњем делу падине (зона изградње тунела) истраживањима није регистрован процес клижења. Међутим, прорачунским анализама и сагледавањем геотехничких података, закључено је да се додатним ископом у ножици, процес може проширити и на доње делове падине. Да би ископ темељне јаме и рад на изради тунелске конструкције на овом потезу био безбедан, као и за дугорочно стабилно стање косине изнад тунела, предвиђена је санацијe десне косине потпорним конструкцијама од АБ шипова пречника 1.20 m и на растојању од 2 и 3 m. У зони саме темељне јаме, предвиђен је широки ископ и заштита косина SN анкерима и млазним бетоном. Изградња тунела предвиђена је након свих завршених радова на обезбеђењу косине Извршена је анализа стабилности косина за привремено и коначно стање (након затрпавања тунела) и добијени задовољавајући фактори сигурности. Статички прорачун тунелске конструкције урађен је програмским пакетом RADIMPEX TOWER v6.0. Димензионисање елемената конструкције извршено је према меродавним случајевима оптерећења. На слици 3 приказан је карактеристични попречни пресек из пројекта на овом потезу а на слици 4 попречни пресек у предусеку тунела који се налази ван потеза захваћеног клизиштем.
133
Слика 3. Карактеристични попречни профил – тунел Cut and cover од km 86+750 до km 86+880 Figure 3. Characteristic cross section– tunnel Cut and cover – from km 86+750 to km 86+880
Слика 4. Предусек на улазу у тунел – km 86+700 Figure 4. Pre-cut at tunnel entrance – km 86+700
С обзиром да је дотицање и задржавање брдске воде у телу клизишта додатни проблем, предвиђено је бушење и уградња цевних дренова између шипова, дужине 12 m. Предвиђене су и важне секундарне санационе мере за контролисано одвођење површинских вода каналима (бетонским и земљаним) као и заштита отворених косина од дејства ерозије њиховим хумузирањем. Систем отворених ободних АБ канала и бетонских коруба је пројектован у циљу прикупљања падинских отицаја и евакуације са предметног подручја до оближњих реципијената. Критеријум усвајања подужног нагиба канала је у складу са допуштеним лимитима: брзина и испуњеност уз неопходан услов да ископи не наруше локалну стабилност.
134
Конструкција тунела је спојена рамовска конструкција са префабрикованим ’’T’’ риглама, које се монолитизују на лицу места на већ изведене АБ зидове према пројектној документацији.
Слика 5. – Тунелска конструкција Cut and cover – фаза градње - од km 86+750 до km 86+880 Figure 5. Tunnel construction Cut and cover – construction phase – from km 86+750 to km 86+880
Слика 6. – Тунелска конструкција – изведено стање Cut and cover - од km 86+750 до km 86+880 Figure 6. Tunnel construction Cut and cover - final phase – from km 86+750 to km 86+880
Пројектно решење тунелске конструкције – COVER AND CUT на потезу од км 86+880 до км 86+950, L=70m На овом потезу у дужини од 70 m, клизањем је захваћен и доњи део падине у којој је предвиђена изградња тунела. Терен је у дубљим деловима изграђен од стенске масе лошијих физичко-механичких карактеристика - флишних седимената, глинаца и лапоровитих пешчара (K1,2LPŠ,GC** , K1,2LPŠ,GC**). Ова средина је изузетно осетљива на дејство атмосферилија, подложна клижењу при дубљим засецањима терена и под утицајем воде.
135
Слика 7. – Карактеристични попречни профил – тунел Cover and cut - km 86+880 до km 86+950 Figure 7. Characteristic cross section on the sliding – tunnel Cover and cut - km 86+880 до km 86+950
Слика 8. – Ситуациони план Figure 8. Plan view
Овим пројектним решењем тунелска конструкција је измењена у дубоко фундирану конструкцију са три реда АБ шипова повезаних масивним АБ гредама и риглама. Сви изведени АБ шипови су пречника 1.20 m осим средњег реда који је пречника 80 cm. Максимална висина надслоја тунела износи 6 m. Конструкција тунела је спојена рамовска конструкција са префабрикованим ’’T’’риглама. Масивне АБ наглавне греде се бетонирају у две фазе. Друга фаза бетонирање до пуне висине предвиђена је након монтаже ригли, а затим и њихова монолитизација као и монолитизација ригли бетонском плочом.
136
Пројектно решење је анализирано методом коначних елемената у програмском пакету Plaxis 8.2. На утврђеном моделу терена, извршена је прорачунска анализа за све предвиђене фазе извођења радова које су детаљно прописане пројектом. Повратном анализом потврђена је поузданост усвојених параметара тла и инклинометарских мерења на терену. На слици 9 приказане су неке од карактеристичних прорачунских фаза за добијање меродавних статичких утицаја у конструкцији. Сви елементи конструкције (АБ шипови, АБ наглавне греде и ригле) су димензионисани према правилнику БАБ 87 за добијене меродавне статичке утицаје.
Извођење бушених шипова и постављање ригли
Насипање изнад тунелске конструкције
Контролисани ископ тунелских цеви
Коначан изглед тунелске конструкције
Слика 9. Фазе извођења тунелске конструкције на km 86+880 до km 86+950 Figure 9. Tunnel construction execution phases from km 86+880 to km 86+950
Технологија извођења је прописана пројектом тако да се предвиђени радови обављају ископом и изградњом од врха према ножици падине, како би стабилност била задовољена у свим фазама градње. Након израде потпорне конструкције на падини и АБ шипова уз тунел, предвиђена је изградња елемената тунелске конструкције. Након завршетка свих радова на извођењу АБ шипова, АБ наглавних греда и монтаже АБ ригли, пројектом је предвиђено насипање тунела. После овога следи
137
тунелски ископ између АБ шипова, и коначна израда свих потребних елемената унутар тунела према детаљима из пројекта. Прихватање површинских и процедних вода са падине решен је каналима као и дренажним рововима који су контролисано спроведени до одговарајућих реципијената. Испред бочних АБ шипова у тунелу изведена су монтажна бетонска платна која представљају зидове тунела, а између АБ шипова предвиђен је слој дренажног бетона и отвори за испуст воде у бетонске канале у тунелу. Уместо израде бетонског платна у средини, површина средњег реда АБ шипова је обрађена репаратурним малтерима. Због могућности извођења радова паралелно (истовремено) од краја и од почетка тунела, изградња тунелске конструкције је додатно убрзана. На сликама 10 и 11 приказан је изглед тунела на овом потезу у фази извођења и након завршетка радова.
Слика 10. Тунелска конструкција Cover and cut – фаза градње - km 86+880 до km 86+950 Figure 10. Tunnel construction Cover and cut – construction phase - from km 86+880 to km 86+950
Слика 11. Тунелска конструкција Cover and cut – изведено стање - km 86+880 до km 86+950 Figure 11. Tunnel construction Cover and cut – final phase - from km 86+880 to km 86+950
138
Предусек на излазу из тунела решен је потпорном конструкцијом од АБ шипова повезаних АБ наглавном гредом као што је приказано на слици 12. АБ наглавна греда је пројектована са конзолом дужине 1.5 m и АБ платном изнад ње потребне висине на потезу трасе од 18m где је усек нешто веће дубине . Потпорна конструкција представља наставак АБ шипова са десне стране тунела и висински се уклапа са наглавним гредама које припадају тунелској конструкцији.
Слика 12. Предусек на излазу из тунела – km 86+950 Figure 12. Pre-cut at tunnel exit – km 86+950
ЗАКЉУЧАК Примењена метода изградње дела тунела „Cover and cut “ омогућила је безбедност и брзину градње у свим фазама извођења. На овом примеру се показала рационалниjом од класичне методе - осигурање косине и изградња тунела Cut and Cover методом. ЛИТЕРАТУРА: Милошевић Д.,Жарковић З.: Главни пројекат санације нестабилне косине отвореног ископа за тунел „Велики Кик“, на деоници Љиг (Доњи Бањани) - Бољковци, аутопута Е-763 Београд - Пожега, на km: 86+750,00 - 86+950,00 са геотехничким елаборатом, Институт за путеве, Београд 2005. Савић С.: Аутопут Е-763, Београд – Јужни Јадран, Деоница 1: Љиг (Доњи Бањани) – Бољковци oд km 77+118.23 до km 87+839.45, Главни пројекат тунела „Велики Кик“ од km 86+750.00 до km 86+950.00, Институт за путеве, Београд 2005. Др.Петар Митровић.: Дубоко фундиране потпорне конструкције Београд, 2002. БАБ 87: Грађевинска књига, Београд 1991 Ж.Радосављевић, Д.Бајић.: Армирани бетон3, Београд 2008. A.Mouratidis:The Cut-and-Cover and Cover-and-Cut Techniques in Highway Engineering. Aristotle University of Thessaloniki, EJGE 2008.
139 UDC: 624.012.45.046 Izvorni naučni članak
NUMERIČKO MODELIRANJE UTICAJA POLOŽAJA TRAKASTOG OPTEREĆENJA NA NOSIVOST ZIDA OD ARMIRANOG TLA Đenari Čerimagić*, Mladen Kapor*, Sana Ademović**, Adis Skejić* * Građevinski fakultet u Sarajevu, Institut za geotehniku i geologiju, Stjepana Tomića 3. e-mail:
[email protected],
[email protected],
[email protected] ** Građevinski fakultet u Sarajevu, e-mail:
[email protected] REZIME Zidovi od armiranog tla se često upotrebljavaju i kao dio kompleksne konstrukcije obalnih stubova mostova, gdje je zid izložen opterećenju od temeljne trake čiji položaj utiče na njegovu nosivost. U ovom radu isražen je uticaja položaja trakastog opterećenja na nosivost zida od armiranog tla, pomoću numeričkih modela. Verifikacija numeričkog modela izvršena je poređenjem izmjerenih i numeričkim proračunom dobijenih rezultata. Potvrđeno je da postoji optimalni položaj opterećenja za koju je nosivost zida od armiranog tla najveća. KLJUČNE RIJEČI: armirano tlo, numerička naliza, fizičko modeliranje
NUMERICAL ANALYSIS OF STRIP FOOTING LOCATION INFLUENCE ON REINFORCED EARTH WALL BEARING CAPACITY ABSTRACT Reinforced earth walls are often used as part of the complex construction of abutments, where the wall is surcharged by the strip footing whose position affects its bearing capacity. In this paper the influence of the strip footing load on the bearing capacity of reinforced earth numerical models was analysed. Verification of numerical model was performed by comparing the measured and numerical calculation results. An optimum location of strip surcharge load that results in maximum bearing capacity of the reinforced earth wall was found. KEY WORDS: reinforced soil, numerical modeling, physical modeling
140
UVOD Armirano tlo je kompozitna konstrukcija koja se sastoji od tla i armature koja preuzimaju sile zatezanja. U posljednjih 40 godina znatno se povećala upotreba armiranog tla u izgradnji potpornih zidova i kosina zbog brojnih prednosti u odnosu na konvencionalne potporne zidove, kao što su manji troškovi, estetika, jednostavna i brza tehnologija izgradnje, dobro ponašanje pri seizmičkom opterećenju kao i veća dopuštena totalna i diferencijalna slijeganja koja ne uzrokuju značajna oštećenja. Armirano tlo se često upotrebljava i kao dio kompleksne konstrukcije obalnih stubova mostova, gdje je zid izložen opterećenju od temeljne trake čiji položaj utiče na njegovu nosivost. Ovaj uticaj eksperimentalno je istraživan u prethodnom period (Xiao i sar. 2015). Položaj temelja obalnog stuba oslonjenog direktno na ojačano tlo dovodi do naprezanja armature i napona u tlu koji su drugačiji u odnosu na uobičajno opterećenje od vlastite težine i ravnomjerno raspodjeljeno opterećenje na površini FIZIČKI MODEL U ovom radu je prikazano eksperimentalno istraživanje mehanizma sloma i stanje pomaka usljed trakastog opterećenja na vrhu zida. Eksperiment simulira realan slučaj gdje je armirano tlo opterećeno vertikalnim opterećenjem (npr. opterećenje objektom ili opterećenje rasponskom konstrukcijom na upornjaku mosta izvedenom od armiranog tla). Dimenzije dijela sanduka u kojem se izvodi zid su visina 80,0 cm, dužina 130,0 cm i širina 50,0 cm, a na prednji dio sanduka postavljeno je staklo kako bi se mogli posmatrati pomaci zida. Staklo je odabrano da ograniči pomake okomito na ravan posmatranja, tj. debljina stakla usvojena je da pomaci uslijed savijanja budu manji od 0,1 mm pri maksimalnom opterećenju. Sanduk je postavljen na nepomičnu podlogu čime su spriječena slijeganja okvira kao cjeline. Pored toga, oblikovanje sanduka izvedeno je tako da se spriječe i pomaci okomito na ravan opažanja. Konačna geometrija zida prikazana je na Slici 1. Usvojena širina armirane zone je Bz=0,7Hz, gdje je Hz visina zida, što iznosi 56,0 cm. Usvojen je i konstantan razmak između armaturnih mreža od 20,0 cm.
Slika 1. a) dimenzije kutije i b) geometrija zida Figure 1. a) box dimension and b) wall geometry
U ovom eksperimentu korišten je kvarcni pijesak za zasipanje čitavog sanduka, tj. i armirane i nearmirane zone. Fizičkomehaničke karakteristike kvarcnog pijeska date su u Tabeli 1.
141
Za armiranje zasipa upotrijebljena je čelična mreža sastavljena od podužnih i poprečnih rebara sa kvadratnim otvorom. Mehanička svojstva armature su utvrđena eksperimentom istezanja. Tabela 1. Fizičke osobine pijeska Table 2. Physical properties of backfill sand Parametar Vrijednost Maksimalna zapreminska težina [kN/m3] 16,84 Minimalna zapreminska težina [kN/m3] 14,41 Specifična zapreminska težina [kN/m3] 25,3 Maksimalni koeficijent pora, emax [-] 0,75 Minimalni koeficijent pora, emin [-] 0,51 Prečnik srednjeg zrna, D50 [mm] 0,35 Koeficijent jednolikosti, Cu [-] 2,9
NUMERIČKI MODEL Za kreiranje numeričkog modela (Slika 2) koristit će se programski paket Plaxis 2D (Brinkgreve, 2002). Plaxis kreira modele koji imaju dužinu od jednog metra okomito na ravan crtanja, a s obzirom da je dužina fizičkog modela okomito na ravan deformisanja 0,5 m, potrebno je parametre krutosti i deformabilnosti korištenih materijala prilagoditi numeričkom modelu na 1,0 m'. U ovom radu će biti analizirana samo unutrašnja stabilnost zida. Smatra se da je upravo ta stabilnost ona koja će dovesti do sloma promatrani zid, jer oslanjanjem fizičkog modela na krutu podlogu eliminisana je mogućnost gubitka globalne stabilnosti ili lokalnog sloma tla ispod zida. Detalji numeričkog modela su opisani preko njegovih komponenti koje podrazumijevaju: konturne uslove, zasip, armaturu, interface elemente, ploču preko koje se nanosi opterećenje, faze izgradnje i program nanošenja opterećenja. Konturni uslovi su odabrani tako da u potpunosti odgovaraju fizičkom modelu. Slika 2. 2D numerički model Figure 2. 2D numerical model
Pomaci na donjoj strain modela su spriječeni u oba pravca, dok su konturni uslovi za zadnju stranu modela odabrani tako da je spriječeno horizontalno pomijeranje i dozvoljeno vertikalno pomijeranje tačaka. Za modeliranje pijeska kao materijala zasipa korišteni je Hardening Soil modeli ponašanja tla (Schanz i sar. 1999). Parametri čvrsoće i krutosti određeni u skladu sa konvencionalnim laboratorijskim testovima prikazani su u Tabeli 2. Za modeliranje kontakta tlo-drvene ploče korišteni su interface elementi sa koeficijentom interakcije Ri=0,9.
142
Tabela 2. Parametri komponenti numeričkog modela Table 2. Parametrers of numerical model components Parametari
Pijesak – HS model
Zapreminska težina [kN/m3] Poissonov koeficijent Kohezija [kN/m2] Ugao unutrašnjeg trenja, φ [o] Ugao dilatacije [o] Edometarski modul deformabilnosti Eoed [MPa] Youngov modul deformabilnosti E50,ref [MPa] Modul opterećenja-rasterećenja Eoed [MPa]
16,0 1,0 46,0 8,0 15,0 17,0 45,0
7,2 0,3
Čelična pločalinearno elastično 78,0 0,3
1,1e4
2,1e5
Obložni elementi – linearno elastični
Metalna mreža koja je korištena u eksperimentu modelirana je kao "Geogrid" elemenat, koji ima mogućnost da preuzme samo sile zatezanja, što je u skladu sa ponašanjem armature koja se koristi za konstrukcije od armiranog tla. Mehanički i deformacijski parametric ovog linearno elastičnog idealno plastičnog materijala usvojeni su u skladu sa izvršenim opitima korištene armature. Krutost armature određena je kao odnos sile po jedinici širine mreže pri naprezanju koje iznosi 50% ultimne čvrstoće i odgovarajuće podužne deformacije tokom testa zatezanja u vazduhu (EA=1283,3 kN/m’ i Np=7,7 kN/m). Obložni elementi se modeliraju kao linearno elastični elementi sa karakteristikama prikazanim u Tabeli 2. Trenje između obložnih elemenata utvrđeno je eksperimentom, gdje se ugao između horizontalne ravni i dvije drvene ploče povećavao dok nije došlo do proklizavanja jedne ploče po drugoj. Izmjereni ugao klizanja iznosi φ=23o, što je uzeto kao čvrstoća interface elementa u numeričkom modelu. Opterećenje se nanosi preko čelične ploče koja je modelirana kao linearno-elastičan element širine 20 cm (Tabela 2). Opterećenje se nanosi linearno i preko ploče se dalje prenosi na zasip i armaturu. Položaj opterećenja je 15,0 cm od obložnih elemenata. VERIFIKACIJA NUMERIČKOG MODELA Na Slici 4. prikazano je poređenje izmjerenih i numeričkim proračunom dobijenih horizontalnih pomijeranja lica zida i slijeganja opterećene čelične ploče. Vertikalno slijeganje je dato u fazama dok armatura nije dostigla granicu tečenja, dok je horizontalno pomijeranje lica zida dato za zadnju fazu opterećenja.
143
Slika 3. Poređenje izmjerenih i numeričkim proračunom dobijenih rezultata a) horizontalno pomijeranje lica zida pri ultimnom opterećenju; b) slijeganje opterećene ploče Figure 3. Comparison of measured and numerically predicted: a) lateral displacements of facing blocks at the ultimate stage; b) settlements of strip footing
NUMERIČKA ANALIZA UTICAJA POLOŽAJA OPTEREĆENJA NA NOSIVOST ZIDA Posebna pažnja posvećena je izboru optimalnog položaja opterećenja u odnosu na lice zida. Prema provedenim istraživanjima (Xiao i sar. 2016), da bi se dobila najveća nosivost zida, opterećenje je potrebno postaviti na udaljenosti 0,3H od lica zida, gdje je H visina zida. Takođe, preporučuju da minimalna udaljenost opterećenja od lica zida treba da iznosi 15 cm (Wu i sar. 2006), iz praktičnih razloga. Pri izvođenju, nemoguće je ostvariti potrebnu zbijenost zasipa neposredno uz lice zida. S druge strane, u praktičnim primjerima gdje je npr. zid od armiranog tla izveden kao upornjak mosta, preveliko udaljavanje od lica zida može povećati i dužinu rasponske konstrukcije, što direktno utječe na troškove konstrukcije. U cilju utvrđivanja položaja opterećenja koje će rezultirati sa najvećom nosivošću zida od armiranog tla, urađen je niz numeričkih simulacija sa različitim položajem opterećenja na modelu koji je izabran nakon verifikacije rezultata proračuna. Odabrana su 4 položaja opterećenja na udaljenosti 10, 30, 50 i 70 cm od obložnih elemenata, odnosno 0,15D/H, 0,40D/H, 0,65D/H i 0,90D/H, gdje je D udaljenost opterećenja od lica zida, a H visina zida. Analiza je urađena za 3 vrste armature sa različitim čvrstoćama na zatezanje (3,85 kN/m, 7,70 kN/m i 15,40 kN/m) i istom krutošću od 1283,3 kN/m. Za sve armature izduženje pri čvrstoći na zatezanje je 0,6 %. Armatura 2 usvojena je istih karakteristika kao armatura koja je korištena u fizičkom model, dok armature 1 i 3 imaju dvostruko manju/veću čvrstoću na zatezanje. Na Slici 6. šematski su prikazani položaji opterećenja koji su korišteni u analizi.
144
1) D/H=0,15
3) D/H=0,65
2) D/H=0,40
4) D/H=0,90
Slika 5. Prikaz različitih položaja opterećenja Figure 5. Illustration of strip surcharge location
Ukupno 12 modela urađeno je u svrhu dobijanja što potpunije analize uticaja položaja opterećenja na nosivost zida. U svim modelima korišteni su isti parametri čvrstoće i deformabilnosti potporne konstrukcije, a poređeno je granično opterećenje uslijed kojeg dolazi do pucanja prve armature i granično opterećenje koje dovodi do sloma zasipa ispod opterećenja (sa ili bez tečenja armature). U nekim modelima se desio slom, a da armatura ni na jednom nivou nije dostigla granicu tečenja. Prikaz rezultata dat je dijagramom zavisnosti nosivosti zida od udaljenosti opterećenja od lica zida (Slika 6). Na Slici 6. vidljivo je da sve armature imaju isti oblik krive zavisnosti granične nosivosti od udaljenosti opterećenja od lica zida. Porastom udaljenosti opterećenja raste i nosivost do odnosa D/H=0,40. Nakon toga vrijednost nosivosti opada sve do D/H=0,70, poslije čega ima gotovo konstantnu vrijednost i dalji porast udaljenosti opterećenja od lica zida nema uticaja na veličinu graničnog opterećenja. Za D/H>0,70 armatura je opterećena mnogo ispod granice tečenja, te je ostala u potpunosti neiskorištena, a opterećenje najvećim dijelom preuzima nearmirani pijesak.
Slika 6. Odnos nosivosti zida i udaljenosti opterećenja od lica zida Figure 6. :Ultimate bearing capacity and strip surcharge location ratio
Odabir vrste armature može imati veliki uticaj na nosivost potporne konstrukcije za odnos D/H<0,70. Vidljivo je da se sa armaturom tipa III dostiže najveća nosivost (preko 500 kPa),
145
a koristeći armaturu tipa I maksimalna nosivost je manja od 200 kPa. Za D/H>0,70 svi zidovi se slično ponašaju bez obzira na veličinu sile tečenja korištene armature. Na Slici 7. prikazane su linija sloma za jednu od tipova armature, gdje se može uočiti da čvrstoća armature utieče na slomnu površinu. Znatno manja nosivost koja se dobije za položaje 3 i 4 u odnosu na položaje 1 i 2 može se objasniti time da slomna površina u zadnja dva položaja prolazi kroz armirani i nearmirani dio, pa velik uticaj na konačnu vrijednost nosivosti igra i nearmirani pijesak, koji znatno redukuje graničnu nosivost. Veće aktiviranje armature unutar zida od armiranog tla uti če na povećanje nosivosti zida kao cjeline. Stoga, razumno je da je veći porast odnosa nosivosti za položaje 3 i 4 imaju zidovi sa jačom armaturom.
Slika 7. Prikaz slomnih površina za različite položaje opterećenja Figure 7. Failure surffaces for different locations of strip surcharge
U Tabeli 3. dat je prikaz čvrstoće na zatezanje sva tri tipa armature korištene u analizi, te nosivost zida pri kojoj dolazi do pucanja prve armature za položaj opterećenja 2. Zadnje dvije kolone predstavljaju relativne vrijednosti u odnosu na rezultate očitane za armaturu najveće čvrstoće. Može se zaključiti da je porast nosivosti zida proporcionalan porastu čvrstoće armature. Ovaj zaključak može biti prilično koristan u praksi, gdje odabirom elemenata ojačanja veće čvrstoće možemo uticati na povećanje nosivosti zida u cjelini. Za isti koeficijent povećanja čvrstoće armature povećat će se i nosivost zida i time zadovoljiti zadate uslove. Na Slici 8. dato je poređenje rješenja dobijeno numeričkom analizom u ovom radu i rezultata ispitivanja na fizičkim modelima koji su radili Xiao i dr. Tabela 3. Odnos čvrstoće armature i nosivosti zida za različite tipove armature i D/H =0,40 Table 3. Reinforcement strength to ultimate wall bearing capacity ratio for D/H = 0,4 Relativna Nosivost zida pri Čvrstoća čvrstoća Relativna nosivost pucanju prve armature na armature u Tip armature zida u odnosu na tip armature odnosu na zatezanje iii, q/qmax q (kPa) armaturu tipa nt (kN/m) iii, nt/nt,iii TIP I TIP II
3.85 7.70
140.3 258.5
0.25 0.5
0.281 0.517
TIP III
15.40
500.0
1.0
1.0
146
Slika 8. Poređenje rezultata numeričke analize i fizičkog ispitivanja Figure 8. Comparison of numerical analysis results and experiments from literature
Na apscisi je dat odnos D/H, gdje je D udaljenost opterećenja od lica zida, a H visina zida, a na ordinati odnos nosivosti koja izaziva slom zida za određenji položaj opterećenja (q) i maksimalna vrijednost nosivosti očitanu u analizi (qmax). Poređenjem ovih dijagrama, vidljivo je da je prisutno ista promjena krive sa porastom odnosa D/H, a manje razlike se javljaju zbog različitih karakteristika elemenata u eksperimentima. Maksimalna nosivost prema Xiao-vom ispitivanju dobija se za odnos D/H = 0,3, a prema numeričkoj analizi za D/H = 0,4. ZAKLJUČAK Tipovi zida analizirani su za četiri položaja opterećenja: 0,15D/H; 0,40D/H; 0,65D/H; 0,90D/H. Primjećeno je da svi zidovi bez obzira na tip armature pokazuju istu promjenu nosivosti sa različitim položajima opterećenja, gdje se najveća nosivost dostiže za D/H=0,4 (položaj 2). Čvrstoća armature igra veliku ulogu u nosivost zida, što je posebno vidljivo kada se opterećenje nalazi neposredno iznad elemenata ojačanj. Kada je opterećenje više udaljeno od lica zida, velik uticaj u tom slučaju ima i nearmirani pijesak koji umanjuje nosivost zida. Za položaj opterećenja 2, primjetno je da povećanjem čvrstoće armature dolazi do porasta nosivosti zida u cjelini. Može se komentarisati da za analizirane geometrijske konfiguracije zidova važi sljedeće: koliko se puta poveća čvrstoća armature, toliko će se puta povećati i nosivost zida. LITERATURA: Brinkgreve, R. B. J., ed. Plaxis: Finite Element Code for Soil and Rock Analyses: 2D-Version 8:[user's Guide]. Balkema, 2002. Wu, J.T.H., Lee, K.Z.Z., Pham, T., 2006. Allowable bearing pressure of bridge sills on GRS abutments with flexible facing. J. Geotech. Geoenviron. Eng. 132 (7), 830e841. Xiao, C., Han, J., Zhang, Z. (2015). Experimental study on performance of geosynthetic-reinforced soil model walls on rigid foundations subjected to static footing loading. Geotextiles and Geomembranes, 1-14.
147 UDC: 69.059.3(497.11) 624.138.26 Stručni članak
DESIGN OF FOUNDATIONS REHABILITATION OF FACULTY OF CHEMISTRY IN BELGRADE WITH ANALYSIS OF MEGA PILES' CAPACITY Mirjana Vukićević, Miloš Marjanović, Veljko Pujević, Nikola Obradović, Sanja Jocković Građevinski fakultet Univerziteta u Beogradu, Bulevar kralja Aleksandra 73, Beograd,
[email protected] ABSTRACT This paper describes the solution of the rehabilitation of the foundations of the building of the Faculty of Chemistry in Belgrade, which suffered damage as a result of differential settlements, which happened several times during the exploitation. It was determined that the cause of settlements was moisturing of loess soil due to periodic watter spilling from damaged water network. Rehabilitation is done by jacking of MEGA piles, which prevents the appearance of additional settlements. The rehabilitation was carried out in 2012-2013. In a second part of the paper, the evaluation of pile capacity prediction methods based on CPT test results is carried out by comparing with the measured pile jacking force. KEY WORDS: foundations repair, jacked-in MEGA pile, pile capacity, CPT
REŠENJE SANACIJE TEMELJA HEMIJSKOG FAKULTETA U BEOGRADU SA ANALIZOM NOSIVOSTI MEGA ŠIPOVA REZIME U radu je opisano rešenje sanacije temeljne konstrukcije objekta Hemijskog fakulteta u Beogradu koji je pretrpeo oštećenja kao posledice nejednakih sleganja, koja su se dešavala nekoliko puta u toku eksploatacije objekta. Analizom uzroka je utvrđeno da su sleganja posledica dodatnog provlažavanja lesa usled periodičnog izlivanja vode iz havarisane vodovodne mreže. Rešenjem sanacije je predviđeno utiskivanje šipova MEGA tehnologijom, čime se sprečava pojava dodatnih sleganja konstrukcije. Sanacija je izvedena 2012-2013. godine. U drugom delu rada je izvršena ocena metoda za proračun nosivosti šipova prema rezultatima CPT opita na osnovu poređenja sa izmerenim silama utiskivanja MEGA šipova. KLJUČNE REČI: sanacija temelja objekta, MEGA šip, nosivost šipova, CPT
148
INTRODUCTION The building of the Faculty of Chemistry was built in the late 1950s. During the period 1974-2007, several sudden settlements of the building parts have occurred. The biggest consequences of differential settlements have happened in March 1974 and July 2007. The consequences were crack openings (from mm to cm wide), cracking of glass surfaces, separation and rotation of certain parts of the building, de-flattening of floors and settlements of the walls up to 25 cm. Deformations and damages jeopardized the functionality and load capacity of the building. The Faculty of Civil Engineering in Belgrade has done the project of rehabilitation of the foundations structure (FCE 2008). According to this project, rehabilitation was carried out in the period from October 2011-April 2013. Geodetic surveying made after the rehabilitation according to the monitoring program have shown that no additional settlements of the structure have not occurred.
Figure 1. Building of Faculty of Chemistry in Belgrade
STRUCTURE OF THE BUILDING AND GEOTECHNICAL CONDICTIONS The Faculty building (Fig. 1) consists of six blocks with different number of floors (two to six). The building structure is skeletal system on shallow foundations, mostly spread footings connected with beams. The building is located on the slope towards the Danube, so the parts of the building are founded at different depths and in different geotechnical conditions. Geotechnical profile consists of embankment of heterogeneous composition, 1.5-5 m deep, loess up to the 811 m depth (collapsible above the groundwater level), and the marl clay below. The groundwater level oscillates between 5-6 m below the ground surface. Certain quantities of
149
water drain from time to time into the soil from damaged water and sewage network, which affects the increase in the moisture of the surface layers of loess in the vicinity. Under these conditions, loess as collapsible soil suddenly loses its strength and increases deformability. Uncontrolled infiltration of water into the soil below the foundation caused the soil moisturing and the additional settlements of a certain number of foundations, resulting in the aforementioned deformations and damage to the building. FOUNDATION REPAIR SOLUTION When the solution for the foundation repair was chosen, degree of vulnerability of the building, the cause of the occurrence of settlements, as well as the technical conditions for performing the rehabilitation are taken into account. One of the most effective and technically feasible ways to prevent additional settlements is to support the object onto deeper, undamaged soil layers using MEGA piles that are jacked into the ground below the existing foundation structure. Because of the heavy load that is transferred from the building to the soil, piles of square cross section of 0.4x0.4 m, made of reinforced concrete elements with maximum jacking force of 1800 kN were selected. The required number of piles is obtained from the condition that, in the case of loess layer wetting and collapse, the entire load is transferred to the piles. A total of 270 piles were constructed. They are jacked in under existing spread footings and beams, and, where needed, additional beams were constructed between the adjacent footings and the piles were jacked in under them. EVALUATION OF METHODS BASED ON CPT TEST RESULTS FOR PREDICTION OF MEGA PILES' CAPACITY One of the advantages of using the MEGA piles is the possibility to control their bearing capacity during construction. By measuring the jacking force during pile installation, the pile is "tested" and the ultimate bearing capacity is obtained. During the project design phase, ten CPT tests were executed, so it was possible to make an assessment of the pile bearing capacities based on the CPT test results for the piles close to the performed CPT tests. Total of 16 piles close to the performed CPT tests were selected for evaluation. Lengths of selected piles were ranging 6.25-9.85 m. Recorded jacking forces (Qm) were in range 932-1765 kN. Soil profile (Table 1) was defined based on the results of CPT tests, as well as laboratory testing results of borehole samples (Kosovoprojekt 1974).
Soil layer Silty clay Silty clay / loess Stiff clay Stiff marble clay
Water table (m) 6.5
Table 1. Soil parameters Depth 0-2.5 2.5-6.5 6.5-9.5 9.5-11.5 11.5+
Unit weight (kN/m3) 19.0 19.0 21.0 21.0 21.0
USCS CL CI/CH CH
Cohesion (kPa) 10 20 26 30 45
Frict. angle (°) 21 22 25 27 20
qc (MPa) 0.5-2.0 2.0-3.0 3.0-9.0 2.0-14.5 5.5-17.0
150
PILE CAPACITY PREDICTION METHODS Two groups of methods are used in engineering practice for estimation of axial pile capacity. First group includes total stress (α-method) and effective stress analysis (β-method). In these methods, soil parameters for fine grained soils are obtained from lab tests, while parameters for coarse grained soils are usually correlated from results of in-situ tests. Second group of methods is directly based on the results of in-situ tests, mostly CPT (and CPTu), SPT and recently the DMT. Table 2. Summary of direct CPT methods used for prediction of ultimate pile capacity
Method
Bustamante & Gianeselli (LCPC)
qb
qb = kb1qca
qca - average qc of zone ranging from 1.5D below the pile tip to 1.5D above the pile tip kb1=0.15-0.60 - bearing factor depending on the soil and pile type and qc value = qb C1qca ≤ 15MPa
Schmertmann
Tumay & Fakhroo Penpile
Philipponnat
Aoki & De Alencar
qs
= qs
1
qc ≤ qs ,max
α1 α1=30-200 - coefficient depending on soil type, pile type and value of qc qs,max - maximum value of unit shaft friction depending on soil and pile type and qc value
= qs k f 1 f s ≤ 120kPa
qca - average qc of zone ranging from 8D above the pile tip to 0.7D or 4D below the pile tip C1=0.5-1.0 - coefficient depending on OCR
kf1=0.20-1.25 - coefficient for clay depending on pile material and sleeve friction
Similar to Schmertmann
0.5 + 9.5e −90 f s k f= 2
= qs k f 2 f s ≤ 72kPa
fs in MPa
= qb C2 qc ≤ 15MPa
C2=0.25 for pile tip in clay C2=0.125 for pile tip in sand = qb C3 qc ≤ 15MPa
C3 - coefficient depending on soil type (0.40 for sand, 0.45 for silt, 0.50 for clay) q= b
qc ≤ 15MPa Fb
Fb=1.75-3.50 - coeff. depending on pile type
Note: D - pile diameter, qc - cone tip resistance, fs - sleeve friction.
= qs
fs ≤ 120kPa 1.5 + 14.47 f s
qs and fs in MPa qs qc =
α3
Fs1
≤ 120kPa
α3=0.30-1.25 - coeff. depending on pile type (1.25 for driven piles) Fs1=50-200 (50 for clay) = qs qc
α5
Fs 2
≤ 120kPa
α5=1.4-6% - coeff. depending on soil type Fs2=3.5-7 - coeff. depending on pile type
Compared to other in-situ tests, CPT has the advantages based on its simplicity, speed and costs, continuous data record and possibilities for installation of additional sensors. CPT methods are based on hypothesis that the penetrometer represents a micro pile. These methods are empirical, formulated by comparison of CPT results with measured pile capacities in various soil conditions. In order to evaluate the methods' acceptability, as well as to improve them, it is important to always update the database of load test results for different soil conditions and pile types. In this paper, six direct CPT methods for predicting the ultimate capacity of MEGA piles were evaluated: Bustamante & Gianeselli (LCPC)
151
1982, Schmertmann 1978, Tumay & Fakhroo 1982, Penpile (Clisby et al. 1978), Philipponnat 1980 and Aoki & De Alencar 1975 (Table 2). Measured load capacities (Qm) for MEGA piles were obtained as final measured force during jacking (jacking of each pile is, in fact, a load test). The ultimate axial capacity (Q) is sum of pile base (Qb) and shaft (Qs) capacities:
Q = Qb + Qs = qb Ab +
n
∑q
s ,i As ,i
(1)
i =1
where qs,i is the unit skin friction of the soil layer i, As,i is pile shaft area interfacing with layer i, and n is the number of soil layers along pile shaft. RESULTS OF STATISTICAL ANALYSIS In order to evaluate the accuracy of prediction methods, statistical methods were used by many authors (Briaud & Tucker 1988, Eslami & Fellenius 1997, Abu-Farsakh & Titi 2004, Long & Wysockey 1999, Cai et al. 2009). The most illustrative parameter for method's accuracy is the Qp/Qm ratio, which can range from 0 to unlimited upper value, with an optimum value of 1. In this paper, prediction methods were evaluated using equations of best fit lines between measured and predicted pile capacity (Qp/Qm ratio) with corresponding coefficient of determination R2. Trend lines of the Qp/Qm ratios for all evaluated methods are given in Fig. 2. Perfect fit line is plotted as dashed red line. All evaluated methods show relatively high coefficient of determination R2 (0.74-0.80). Presented results show that the Bustamante & Gianeselli (LCPC) method provides the best match between measured and estimated pile load capacities - Qfit/Qm ratio is close to one (0.986). Penpile method underpredicts the measured values for about 28% (Qfit/Qm=0.724). Other methods significantly overestimate the pile load capacities (28-63%). DISCUSSION The correlation factors for the current CPT methods are calibrated using limited amount of load test data. It is also common to most of the methods to impose limitations in terms of the maximum unit resistance of the base and the shaft, which many later studies have shown as unjustified approach. For most methods, the choice of correlation factors is not precisely defined, which increases the uncertainty of the methods. All of these factors affect predicting the pile capacity depending on the type of piles and soil.
152
LCPC - Bustamante & Gianeselli (1982)
Predicted pile capacity Qp (kN)
1500
1000
500
y = 0.986 Qm R² = 0.78 500
1000
1500
1000
y = 1.629 Qm R² = 0.79 500
2500
1000 1500 2000 Measured pile capacity Qm (kN)
1500
1000
y = 1.348 Qm R² = 0.78 500
1500 1000 Measured pile capacity Qm (kN)
2000
2500
Penpile (1978)
1500
1000
2500
Philipponnat (1980)
2500
1000 1500 2000 Measured pile capacity Qm (kN)
500
2500
2000
500
y = 1.571 Qm R² = 0.80 500
2000
Predicted pile capacity Qp (kN)
Predicted pile capacity Qp (kN)
1500
500
2000
2000
500
Predicted pile capacity Qp (kN)
1000 1500 Measured pile capacity Qm (kN)
2000
Tumay & Fakhroo (1982)
2500
Schmertmann (1978)
2500
Predicted pile capacity Qp (kN)
Predicted pile capacity Qp (kN)
2000
y = 0.724 Qm R² = 0.80 500
1000 1500 Measured pile capacity Qm (kN)
2000
Aoki & De Alencar (1975)
2000
1500
1000
500
y = 1.278 Qm R² = 0.74 500
1000 1500 2000 Measured pile capacity Qm (kN)
2500
Figure 2. Predicted vs. measured ultimate pile capacity (Qp/Qm)
Bustamante & Gianeselli (LCPC) method is found to be the most appropriate method for prediction of load capacities of MEGA piles in considered soil conditions. This method defines the correlation factors that depend on the soil and pile types and cone resistance values more precisely than others. Penpile method underpredicts the load capacity of the piles, which is in line with the results of other authors (Abu Farsakh & Titi 2004, Cai et al. 2009), who have also found that this method is conservative. Other prediction methods signifycantly overestimate pile load capacities.
153
CONCLUSIONS This paper presented the evaluation of six methods for predicting the ultimate bearing capacity of jacked-in MEGA piles based on the CPT results. Sixteen piles with different lengths we-re considered. The final jacking force was used as the measured capacity of MEGA piles. Based on presented results of this study, several conclusions can be made: Main factors influencing the disagreement between predicted and measured pile load capacities are imperfections of CPT methods and interpretation of pile load test results. Bustamante & Gianeselli (LCPC) method remains the most appropriate method for considered soil and pile types, and can be recommended for use in routine engineering practice. Penpile method significantly underpredicts the load capacity of the piles, which makes it a very conservative method. Schmertmann and Tumay & Fakhroo methods significantly overpredict the axial pile capacity and they were not suitable for the considered geotechnical conditions.
REFERENCES Abu-Farsakh, M.Y., Titi, H.H.: Assessment of direct cone penetration test methods for predicting the ultimate capacity of friction driven piles. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 130.9 (2004) 935-944. Aoki, N., de Alencar D.V.: An approximate method to estimate the bearing capacity of piles. Proc. 5th Pan-American Conf. of Soil Mechanics and Foundation Engineering. Vol. 1. Buenos Aires. 367-376. 1975. Briaud, J.L., Tucker L.M.: Measured and predicted axial response of 98 piles. Journal of Geotechnical Engineering 114.9 (1988) 984-1001. Bustamante, M., Gianeselli, L.: Pile Bearing Capacity Prediction by Means of Static Penetrometer CPT. Proceedings of the 2nd European Symposium on Penetration Testing, Amsterdam, 493-500, 1982. Cai, G., Liu, S., Tong, L., Du, G.: Assessment of direct CPT and CPTU methods for predicting the ultimate bearing capacity of single piles. Engineering Geology 104.3 (2009) 211-222. Clisby, M.B., Scholtes, R.M., Corey, M.W., Cole, H.A., Teng, P., Webb, J.D.: An evaluation of pile bearing capacities, Volume I Final Report. Mississippi State Highway Department, 1978. Eslami, A., Fellenius, B.H.: Pile capacity by direct CPT and CPTu methods applied to 102 case histories. Canadian Geotechnical Journal 34.6 (1997) 886-904. Long, J.H., Wysockey M.H.: Accuracy of methods for predicting axial capacity of deep foundations. Proc. OTRC ’99 Conf.: Analysis, Design, Construction, and Testing of Deep Foundations. GSP No. 88, Reston. 190-195. 1999. Main design of rehabilitation of the foundations of Faculty of Chemistry in Belgrade (In Serbian), University of Belgrade - Faculty of Civil Engineering, Belgrade, 2008. Philipponnat, G.: Methode pratique de calcul d'un pieu isole a l'aide du penetrometre statique. Rev. Fr. Geotech. 10 (1980) 55-64.
154
Report on the findings of the causes of settlements of the building of Faculty of Chemistry in Belgrade (In Serbian), Kosovoprojekt, Belgrade, 1974. Schmertmann, J.H.: Guidelines for Cone Penetration Test, Performance and Design, Rep. No. FHWA-TS-78-209. Washington D.C., 1978. Tumay, M.T., Fakhroo, M.: Friction pile capacity prediction in cohesive soils using electric quasistatic penetration tests. Interim Research Rep. No. 1. Louisiana Department of Transportation and Development, Baton Rouge, Louisiana. 1982.
155 UDC: 624.131.23:624.131.37 624.131.37:004 Prethodno saopštenje
THE USE OF COMPUTERS IN DETERMINING THE PARAMETERS OF THE FUNCTIONS FOR LOESS SOIL Boris Folić*, Šušić Nenad **, Mladen Ćosić ** * Innovation Center, Faculty of Mechanical Engineering, University of Belgrade Kraljice Marije 16,
[email protected] ** Institute IMS,Bulevar Vojvode Mišića 43, Beograd,
[email protected] ABSTRACT The paper presents the possibilities of determing functions of some characteristic parameters of loess soil. The loess soil is of Eolian origin, its formation is related to the Ice Age, it is classified as dusty-sandy-clayey soil, and very large extent of results are possible depending on humidity, location, porosity, anisotropy, etc. The problem of loess soilis is very complex and this is an attempt to restore partially neglected research by Milović, Stevanović and others with the classification of characteristics, which can only be used with a certain probability. KEY WORDS: Loess soil, porosity, anisotropy, loess sampling, dry weight, curve edometric curve, specific coefficient of settlement.
UPOTREBA RAČUNARA U ODREĐIVANJU PARAMETARA FUNKCIJA ZA LESNO TLO REZIME U radu su prikazane mogućnosti određivanja funkcija nekih karakterističnih parametara lesnog tla. Lesno tlo je eolskog porekla, njegov nastanak vezan je za ledena doba, klasifikovano je kao prašinasto-peskovito-glinovito tlo i moguća su veoma velika rasipanja rezultata u zavisnosti od vlažnosti, lokacije, poroznosti, anizotropije i sl. Problematika lesnog tla je veoma složena i ovo je pokušaj obnavljanja delimično zapostavljanih istraživanja Milovica, Stevanovica i dr. uz klasifikaciju karakteristika, koje se mogu koristiti samo sa određenom verovatnoćom. KLJUČNE REČI: lesno tlo, poroznost, anizotropija, uzorkovanje lesa, težina u suvom stanju, edometarska kriva, specifični koeficijent sleganja
156
INTRODUCTION ABOUT LOESS In the north part of Serbia, there is often problem with funding on loess soil. The loess is a dusty-sandy clay of eolian origin, formed by onfall of dust during the ice age, it is often of different characteristics. In the north of Serbia, it is usually yellow and practically not bedding, except with thin black layers of over-scratch soil as marks of disintegration of organic layers during interglacial periods. One of the most important characteristics of loess behavior is the bulk density in the dry state, the degree of natural humidity and the anisotropy coefficient. Characteristic for loess are vertical pores formed by water leaching, that results an anisotropic behavior. There are also terrestrial and matrix coal loess, which can have more or less different characteristics . This paper will show the way of data preparation and processing, with the help of computers, so that they can be further numerically processed on the computer or displayed graphically. SOME PROPERTIES OF LOESS In works by Milovic, Milovic and Djogo, Stevanovic, Bogdanovic. The bulk density of the loess in the dry state is within a very wide range γd=11,5−18 kN/m3. Mechanical characteristics of loess, such as one-axial strength and modulus of elasticity, are in direct correlation with bulk density, and in large part with humidity. Chemical composition of loess soil: SiO2 about 50%; CaO from 5 to 10%; Al2O3 from 5 to 10%, carbonate and less iron, sodium, potassium and magnesium oxide (Fe2O3, MgO, Na2O, K2O). It may also contain calcium carbonate concretions, created by water circulation and dissolving of carbonates from the upper layers and re-depositted in the lower layers of the same. In Milović () are given characteristic parameters of loess: − edometric curve, edometric modulus of compressibility, − edometric curve with saturation, − specific coefficient of settlement, − water permeability coefficient − angle of internal friction, cohesion − anisotropy coefficient, etc. Loess which in dry condition weighs from γd=16 kN/m3 can be treated as solid clay. METHOD OF TAKING SAMPLES. TYPES OF SAMPLES Loes parameters largely depends on the method of sampling and testing. Method of sampling: - Undisturbed samples taken by cutting cubes from the boreholes. - Samples obtained by extraction from the cylinder.
157
In undisturbed soil samples there is a stress disorder, which occurs when the sample is released from the pressure of the surrounding soil. Tests have shown that the samples taken with the cylinder give even lesser and higher results than the undisturbed samples. Table 1. Influence of obtained method of loess samples on bearing parameters of loess soil. Tabela 1. Uticaj načina uzimanja uzorka na parametre nostivosti lesa. undisturbed disturbed undisturbed disturbed Block 1 Cylinder 2 Block 1 Cylinder 2 γd [kN/m3] 12.9 15.1 17.3 16.5 w0 [%] 12.2 12.8 20.6 23.1 qu [kPa] 27 74 150 86 ES [MPa] 2.5 4.1 13.3 2.3
COULOMB'S SHEAR LINES Based on Coulomb's shear lines, for natural humidity, the angle of internal friction moves in a very narrow interval, while cohesion changes significantly depending on the bulk density. Figure 1. Coulomb's shear lines: τ = c + σ tan (φ) 180,00 160,00 140,00
15-15,5
120,00
14,5-15
100,00
14-14,5
80,00
13,5-14
60,00
12,5-13
40,00 20,00 0,00 0
50
100
150
200
250
300
350
τ = c+σ tan(φ) σ - hor. axis τ- vert. axis
Figure 1. Coulomb's shear lines, for natural humidity of loess. γd=12,5−15,5 kN/m3. Slika 1. Kolumbove prave smicanja, za prirodne vlažnosati lesa. γd=12,5−15,5 kN/m3.
SOME TYPICAL PROPERTIES OF LOESS Undisturbed samples were taken from the probing wells on over 13 locations, here are selected 3 locations in Table 2. Undisturbed samples were also cut and examined in the vertical and horizontal direction, for the purpose of determined anisotropy. Samples were grouped at intervals of their own weight in dry state: γd. Table 2. There is an approximate relation between one-axial strength and modulus of elasticity:
E ≈ 100qu
158
The degree of anisotropy n=Ev/Eh is expressed as the ratio of the Young's modulus in the vertical and horizontal direction. For example. the degree of anisotropy for samples taken at several different locations in the north of Serbia range from 1.3 to 1.6.
GZ Bc BT
Table 2. Some caracteristic properties of loose. Tabela 2. Neka karakteristična svojstava lesa. γd wv wh n Ev quV Eh (kN/m3) (%) (%) (MPa) (kPa) (MPa) 12,0-14,0 19,0±3,0 18,2±3,7 1,5 7,9±4 46±16 5,1±2,5 14,0-15,0 16,5±2,5 12,0±4,5 190±60 12,0-14,3 16,5±3,5 16,5±3,5 1,4-1,5 5±2 60±30 4±2,5 10,9-12,7 8±2 80±20 14,5-15,5 18,5±4,1 21,4±1,2 1,6 13,9±6 100±30 8,8±2,5 GZ - Gornji Zemun 1,5-5,5m; Bc- Banovci 8,5m ; BT- Bačka Topola ~7m
quh (kPa) 41±20 40±20 80±30
wv, wh –humidity of the sample for testing in the vertical and horizontal direction. quV, quh - One-axial strenght of the soil sample in the vertical and horizontal direction Ev, Еh - Young's modulus of elasticity in vertical and horizontal direction.
SETTLEMENT POTENTIAL OF LOESS SOIL To determine the settlement potential of loess soil is used specific settlement coefficient and oedometric curve of compressibility module. A change in porosity with a stress change was investigated in the oedometer for a naturally wet sample, up to a certain stress σn. With a constant vertical stress σn, the sample is satturated with water, and porosity coefficient is measured, in addition with testings of stress change and porosity on sample. More samples with the same characteristics were tested for different stress values σn. The series of tests were repeated for groups of samples of different characteristics. Oedometric modulus of compressibility
Eoe =
∆σ (1 + eo ) ∆e
Δσ- increase the vertical stress Δе - change of the porosity coefficient for the investigated interval ео - initial value of the porosity coefficient The settlement potential of loess soil is determined by the specific settlement coefficient im:
im =
en − en ' ∆en = 1 + en 1 + en
159
еn - porosity coefficient of the tested soil layer (sample thickness) in the state of natural humidity for vertical stress σn е’n - porosity coefficient in saturation state (watering) and for the same load with vertical stress the porosity coefficient in saturation state (watering) and for the same load with vertical stress σn
Figure 2. Specific settlement coefficient and oedometric curve of saturation at the stress σn. Slika 2. Specifični koeficijent sleganja i edometarska kriva zasićenja pri naponu σn.
SPECIFIC SETTLEMENT COEFFICIENT γd= 12,5-13 kN/m3 25,000 20,000
w100%
15,000
22,6
10,000
16,5
5,000
13,2
19,6
0,000 0
100
200
300
400
500
600
700
Figure 3. Specific settlement coefficient for the weight of loess for 12,5 to 13 kN/m3 Slika 3. Specifični koeficijent sleganja za težine lesa od 12,5 до 13 kN/m3
160
It is necessary to split the settlement coefficients with 100. For numerical reasons (reduction of error), the results in Graph 3 for the specific settlement coefficient are multiplied by 100. Таble 3.Functions for determining a specific settlement coefficient for weight from 12,5 to 13 kN/m3. Tabela 3. Funlcije za određivanje specifičnog koeficijenta sleganja za težine od 12,5 do 13 kN/m3. w(%) 100 y = 5E-17x6 - 9E-14x5 + 6E-11x4 - 2E-08x3 + 2E-06x2 + 5E-05x + 8E-11 22,6 y = 7E-17x6 - 1E-13x5 + 8E-11x4 - 2E-08x3 + 3E-06x2 + 1E-04x + 1E-10 19,6 y = 1E-15x5 - 1E-12x4 - 6E-10x3 + 6E-07x2 + 0,0002x + 2E-05 16,5 y = 5E-16x5 + 1E-13x4 - 9E-10x3 + 3E-07x2 + 0,0004x - 2E-05 13,2 y = 7E-16x5 - 1E-12x4 + 2E-09x3 - 2E-06x2 + 0,0008x - 3E-05
OEDOMETER COMPRESSIBILITY MODULE FOR SATURATED SAMPLE.
Figure 4 Modulus of compressibility for saturated loess samples. Stress Interval 80-120 kPa. Slika 4. Modul stišljivost za potpoljene uzorke lesa. Interval napona 80-120 kPa. Table 4 Eqation for compressibility modulus for saturated loess. Tabela 4. Jednačine za modul kompresije za potopljen les. R2= 0,9997 y = 1,1762x2 - 29,7x + 188,66 R2= 0,9999 y = 0,059x3 - 1,3898x2 + 7,3334x + 11,341 R2= 1 y = -0,0201x4 + 1,2271x3 - 26,714x2 + 250,53x - 861,59 Table 5.Results for the modulus of compressibility, for different degrees of polynomials. Tabela 5. Rezultati za modul kompresije, za različite stepene polinoma. Миловић* 1,05 1,39 2,24 3,48 5,25 7,68 10,79 14,58 18,91 R2= 0,9997 1,19 1,34 2,07 3,40 5,31 7,80 10,89 14,57 18,83
161
R2= 0,9999 R2= 1 γd (kN/m3)
1,09 1,93 12,5
1,42 2,50 13
2,21 3,44 13,5
3,50 4,89 14
5,34 6,92 14,5
7,76 9,61 15
10,82 12,98 15,5
14,55 17,03 16
19,00 21,74 16,5
Table 4 and 5 show the results for the modulus of compressibility for saturated loess samples using different degrees of polynomials. One should pay attention to the picture, it looks like the original graph was scanned with a certain deviation that gives errors up to 2% in the area of larger specific weights of loess, but so the module is lower by 2% (which is on the security side). It is important here to specify modules in the area of lower specific weights, i.e. from 12 to 14 kN/m3, and for further research it is necessary to check the quality of the solution with the division of curves into two or more segments, to fit functions, or to use an exponential function. 25
y = 9E-05e0,7517x R2 = 0,9937
20 15 10 5 0 11
12
13
14
15
16
17
Figure 5 Modulus of compressibility for saturated loess samples. Exponential curve. Slika 5. Modul stišljivost za potopljene uzorke lesa. Eksponencijalna kriva.
Exponential function, Figure 5, has good matching in the interval γd од 12 до 14 (kN/m3), and then from 14 to 16 is below the experimental curve, and from 16 is rapidly increases and has no good match. Therefore, in determining the replacement functions and the intervals of validity, it is not always the main criterion of the degree of correlation (correlation) R2, but the impact on the safety coefficients. RELATION OF COHESION OF DRY DENSITY AND HUMIDITY OF LOESS Of significance for assessing the change in the properties of loess is to determine the relation between the bulk density cohesion and the humidity of the samples.
162
c (w28%)
Kohezija lesa
c (w26%) c (w24%)
120
c (w22%)
c (kN/m2)
100
c (w20%)
80
c (w18%)
60
Poly. (c (w18%))
40
Poly. (c (w20%))
20
Poly. (c (w22%))
0
Poly. (c (w24%)) 12
13
14 γd (kN/m3)
15
16
Poly. (c (w26%)) Poly. (c (w26%))
Poly. (c (w28%)) Figure 6. Dependence of size cohesion of dry density, for different degrees of humidity. Slika 6. Zavisnost veličine kohezije od težine u suvom stanju, za različite stepene vlažnosti.
Таble 6. Functions dependence of size cohesion of dry density, for different degrees of humidity, and polynomials 5 and 6 degrees. Tabela 6. Funkcija zavisnosti veličine kohezije od težine u suvom stanju, za različite stepene vlažnosti i polinome 5 i 6 stepena. Functions dependence of size of bulk density cohesion, for different degrees of % R2 humidity 1 w18 y = 3,1741x5 - 218,22x4 + 5998,4x3 - 82398x2 + 565600x - 2E+06 1 w20 y = 2,304x6 - 190,24x5 + 6539,5x4 - 119790x3 + 1E+06x2 - 7E+06x + 2E+07 1 w22 y = 1,7023x5 - 114,97x4 + 3103,7x3 - 41863x2 + 282110x - 759865 1 w24 y = 1,7452x5 - 119,01x4 + 3243,8x3 - 44174x2 + 300535x - 817163 1 w26 y = -0,7106x6 + 60,813x5 - 2163,3x4 + 40948x3 - 435036x2 + 2E+06x - 6E+06 1 w28 y = -0,3532x6 + 30,181x5 - 1072,4x4 + 20285x3 - 215430x2 + 1E+06x - 3E+06
Functions dependence of size of bulk density cohesion for % of humidity 18, 22 and 24 are the fifth degree, while the other polynomials are of the sixth degree. For % of humidity 22 and 24, better matching results shows polynomials of the fifth degree, or R2 is =1. The curves were originally fitted for the fifth-degree polynomail, but at half of the number of curves the better matching is for sixth degree polynomials If choose all polynomials of sixth degree, the biggest "error" R2 for this data set is only 2 tens of thousands. Milović gives a three-dimensional shape diagram of the dependence of size of bulk density cohesion on which the third axis is humidity of loess samples, Figure 7. This is a very important graphic, but it should be divided into series of new graphs for different rate of loess anisotropy 1.3 to 1.6).
163
Figure 7. Dependence of size of cohesion in dry density state, for different degrees of humidity of loess. 3D graphics Slika 7. Zavisnost veličine kohezije od težine u suvom stanju, za različite stepene vlažnosti lesa. 3D grafik.
DIRECTIONS FOR FURTHER RESEARCH Recent research on loess, carried out by colleagues from the Faculty of Mining and Geology (Ćorić et al.), and the Faculty of Forestry (the influence of plant cover), etc., can not be shown here, but they are certainly necessary in the development of the expert package for the loess soil of Serbia. The characteristics of individual locations can be applied or used as initial research, for other similar locations in the territories of neighboring countries. CONCLUSION The paper presents methods of data processing of numerous tests of different loess samples at numerous locations, which are mostly located in the north of Serbia. The results presented by Milović from the survey during the 1970s and early 1980s, have been insufficiently used in recent research, and thanks to the development of computer techniques and software packages, they can be used and integrated into recent research. This paper shows the way how to prepare and process data in the excel table, which significantly simplifies the selection of the replacement functions of the set of geomechanical properties of loess. When selecting functions, it is necessary to critically
164
evaluate the application interval in certain characteristics in relation to the safety coefficients. In the future, this would enable the creation of a complete loess soil database in the territory of Serbia, while respecting the specificity of certain locations. When data is processed, it is necessary to have information on the method of sampling, that is, priority should be given to tests of undisturbed samples obtained through probing pit (exploration wells). It is also necessary to perform new selection of grouping samples, not only by more precise selection and location description, but also by the depth at which the same is taken and by the degree of anisotropy. If the samples are taken on loess cuts, this should be noted separately. Acknowledgments This paper was done with the financial assistance of the Ministry of Science, Education and Technological Development of the Republic of Serbia, within the project for technological development TR 36043. LITERATURЕ: Prakash Shamsher: Fundamentals of Soil Mechanics. Shamsher Prakash Foundation. Rolla, MO, USA. 1995. Миловић, Д., Ђого. М.: Problems of interaction of soil-foundation-structures. Serbian academy of science and arts branch in Novi Sad. Novi Sad 2009. Миловић, Д.:. Funding problems on wood soils. Vojvodina Academy of Sciences and Arts. Novi Sad 1987. Фолић Б.: Seismic analysis of concrete structures funding on piles. Doctoral dissertation. FTN. University of Novi Sad. Novi Sad 2017.
165 UDC: 627.824:624.131.52 Izvorni naučni članak
PRIMER UTICAJA VISOKIH OPTEREĆENJA NA PROMENU GRANULOMETRIJSKOG SASTAVA GRUBOZRNOG MATERIJALA Elena Angelova*, Jovan Br. Papić**, Igor Peševski** * Geohidrokonsalting, ul. Alekso Demnievski 17/13, 1000 Skopje, R. Makedonija,
[email protected] ** Građevinski fakultet, bul. Partizanski odredi br.24, 1000 Skopje, R. Makedonija,
[email protected]
REZIME Tačnost geotehničkih ispitivanja tačnost zavisi od više faktora, gde se kao jedan od značajnijih ističe veličina testa. Naime, isptivanja u velikoj razmeri su neophodna kada se ispituju materijali iz kamenoloma, koji se najčešće primenjuju prilikom izgradnje nasutih brana. Međutim, usled opterećenja dolazi do oštećenja i usitnjavanja materijala, što se, pored ostalog, odražava i na deformacije brana. U okviru rada prezentovani su nalazi iz namenskih ispitivanja u velikoj razmeri na krupnozrnom materijalu sa aspekta promene granulometrijskog sastava u domenu veoma visokih opterećenja. KLJUČNE REČI: ispitivanja u velikom obimu, krupnozrni material, visoka opterećenja
EXAMPLE OF HIGH LOADS INFLUENCE ON THE PARTICLE SIZE DISTRIBUTION CHANGES AT COARSE GRAINED MATERIAL ABSTRACT The accuracy of geotechnical tests depends on many factors among which the scale. Large scale tests are required for crushed rock which is common for dam construction. However, due to the loads, particle crush appears which reflects to the deformation of the dam. This paper presents findings from large scale tests on coarse grained material from the aspect of changes in the particle size distribution due to very high loads. KEY WORDS: large scale tests, coarse grained material, high loads
166
UVOD Geotehnička istraživanja uobičajeno traže in-situ ispitivanja na lokaciji budećeg objekta, kao i laboratorijske testove za materijale koji će biti izloženi naponima zbog kojih će pretrpeti deformacije, kojim testovima treba doloviti realne uslove. Terenska ispitivanja su tipična kada je potrebno odrediti ponašanje prirodne sredine u njenom neporemećenom stanju, dok se geotehnički objekti izgrađeni od specificiranog materijala sa poznatim klasifikacionim osobinama karakterizuju laboratorijskim testovima. Ponekad se njihov budući sastav može replicirati u laboratoriji, kojom prilikom je važno odabrati odgovarajući obim (razmer) za laboratorijske testove. Tako, za kameno-nasute brane uobičajeni su testovi u velikom obimu, poput testa direktnog smicanja i edometarskog. Kao što je poznato, telo ovih brana gradi se od lomljenog kamena čiji je prečnik zrna preveliki za ispitivanja u malom razmeru. Pritom, svakako, zrna nisu samo jedne veličine, već je materijal predstavljen granulometrijskom krivom. Ne treba zaboraviti da su između tela brane i eventualnog jezgra filterski slojevi prelaznog granulometrijskog sastava koji sprečavaju sufoziju. Svi ovi materijali se ispituju poznatim geotehničkim testovima kako bi se odredila njihova pogodnost za izgradnju, ali i parametri potrebni za dalje numeričke analize koje trebaju predvideti ponašanje nasute brane kao celinu. Međutim, važno je uzeti u obzir da će tokom iskopa, ugradnje i zbijanja materijal pretrpeti određene modifikacije. Tačnije: stvoriće se više finih zrna. Ovo je naročito slučaj za zone smicanja, što se može konstatovati već vizuelnim upoređenjem materijala pre i nakon provođenja ispitivanja. OPŠTE O MATERIJALU ZA IZGRADNJU NASIPA Stabilnost i ponašanje kameno-nasutih brana zavisi od trajnosti i otpornosti pojedinačnih zrna agregata koji se koristi za njihovu izgradnju. Naime, zrna trebaju biti dovoljno čvrsta kako ne bi došlo do njihovog lomljenja u fazi izgradnje i tokom eksploatacije, što zavisi od mineralnog sastava zrna i stepena obradnje. Ukoliko materijali nisu stabilni, onda tokom izloženosti različitim temperaturama, opterećenjima, vlažnostima, mržnenju i odmrzavanju, kao i hemijskim uticajima, dolazi do promene granulometrijskog sastava, što će se karakterizirati različitim parametrima otpornosti i deformabilnosti (Smith and Collis (eds.), 2001). Kao što je bilo napomenuto, oblik zrna ima veliki značaj, a on, pored ostalog, zavisi i od porekla agregata. Tako, prirodno transportovani agregati sa zaobljenim zrnima su trajniji zbog transporta koji je uslovio odstranjivanje svih nepravilnosti i slabosti. Sa druge strane, veštački stvoreni agregat, koji se dominantno koristi za izgradnju nasutih brana, ima zrna nepravilnog oblika i oštrih rubova. Prilikom ugradnje ovakvog materijala dolazi do neravnomerne raspodele opterećenja, tj. koncentracije napona u kontaktnim tačkama zrna, koja u ovom slučaju imaju malu površinu za razliku od zrna prirodnog agregata. Kao rezultat velikih opterećenja, koja su neminovna kod brana, u pojedinim tačkama dolazi do lomljenja zrna. Deo ovog procesa usitnjavanja agregata događa se tokom iskopa i ugradnje, a intenzivnije se nastavlja tokom eksploatacije. Naime, tada su, osim visokih opterećenja, prisutni i uticaji vode kao dodatno opterećenje, ali i na omekšanje i oslabljivanje stenskog materijala. Ovo je ustanovljeno na više brana tokom merenja napona i deformacija kada su dobijeni rezultati koji nisu bili u skladu sa prognozama, kao ni sa iskustvom, a smatra se da potiču upravo od promene granulacija. Zbog toga je na Građevinskom fakultetu u Skoplju
167
pokrenut naučno-istraživački projekat koji je, pored ostalog, trebao da ispita ove elemente. Jedan od aspekata je upravo uticaj visokih normalnih i smičućih opterećenja na promenu granulometrijskog sastava, pa je za predmetno istraživanje ispitivan materijal magmatskog porekla koji se planira koristiti za izgradnju jalovišta visine preko 250 m. Materijali su ugrađivani u velikim aparatima za direktno smicanje i za edometarski test, a na reprezentativnom uzorku proveravan je granulometrijski sastav pre i posle testova. ANALIZE REZULTATA IZ TESTA DIREKTNOG SMICANJA Za potrebe određivanja parametara smičuće otpornosti, proveden je test direktnog smicanja u velikom obimu, u aparatu dimenzija 1,0x1,0x0,6 m, što omogućava da se primeni prilično širok raspon zrna, uključujući i krupnija. Usled toga, u njemu je za svaki stepen opterećenja potrebno ugraditi preko 1200 kg materijala. Različite grupe planiranih materijala za izvođenje objekta: brečoidni oksidirani dacit (BOD), oksidirani dacit (OD) i mešavina OD i alterisanog oksidiranog granita, izloženi su veoma visokim normalnim opterećenjima, čime su poštovane planirane dimenzije objekta. Naime, opterećenja su programirana da budu u domenu: 500-2000 kPa, odnosno 400-1600 kPa, u zavisnosti od položaja materijala. U toku ispitivanja trudilo se da se granulometrijski sastav ispita na istom materijalu, ali to, usled ogromne količine materijala korištenog u ispitivanjima velikog obima i promena koje su se dešavale tokom ispitivanja, poput utiskivanja zbog normalnih opterećenja i pomeranja tokom smicanja, ponekad nije bilo moguće provesti idealno. Ipak, zakrivljenost anvelope loma ukazuje da se u predelu visokih napona dešavaju izražene promene prečnika zrna što je ispitano i dokazano.
Slika 1. Tipična anvelopa loma ispitivanih materijala
Naime, nakon provedenog smicanja, uzorku od oko 100-nak kg postavljenom u označenom delu aparata ispitan je granulometrijski sastav, čija je kriva upoređena sa onom inicijalnog materijala postavljenog u istom delu. Uvid je pokazao da se javlja usitnjavanje materijala, tj. da se na račun najveće frakcije povećava zastupljenost sitnijih frakcija, tačnije šljunka i nešto manje peska. Time se menja i koeficijenat uniformnosti koji takođe ima uticaj na trenje materijala (Anagnosti, 1963). Takođe se primetilo da materijali približno jednakog
168
sastava i koji su izloženi različitim opterećenjima, doživljavaju različitu promenu sastava u funkciji od opterećenja. Iako se u konkretnom slučaju ne može uraditi detaljno upoređenje zbog velikih količina ispitivanog materijala, ipak se kod svih grupa primećuje progresivno povećanje zastupljenosti peska sa povećanjem opterećenja, a naročito je izraženo u zoni veoma visokih napona. Pritom, za BOD i mešavinu se u nivoima različitih napona javlja gotovo izjednačavanje procenata sniženja drobine i povećanje šljukovitog dela, ponekad i u iznosu do 30 %, dok je OD pokazao nešto nestabilnije ponašanje jer se smanjuje učešće i drobine i šljunka. Kao što je već napomenuto, ovo se odražava na znatno zakrivljenje anvelope loma u zoni visokih opterećenja koja su karakteristična za potporna tela nasutih brana i jalovišta, što znači i sniženje parametara smičuće otpornosti i poziv na opreznost prilikom proračuna faktora stabilnosti dubokih kliznih površina. Imajući to u vidu, treba se pažljivo planirati raspored ugrađivanja materijala, a ova istraživanja, pored ostalog, daju i prilog njegovom zoniranju u okviru ogromnog tela.
Slika 2. Prikaz promene zastupljenosti različitih frakcija u granulometrijskom sastavu BOD-a i OD-u pre i nakon direktnog smicanja za različite nivoe normalnog napona
Slika 3. Upoređenje kriva granulometrijskih sastava ispitivane mešavine pre i nakon direktnog smicanja za nivo normalnog napona od 400 kPa
169
ANALIZA REZULTATA IZ EDOMETARSKOG OPITA Stišljive karakteristike ispitane su ugradnjom po oko 100 kg istih materijala u edometarski cilindar prečnika d=50 cm i visine h=25 cm, gde su izlagani opterećenjima do 1600 kPa. Pritom, za pojedine su urađena uporedna ispitivanja pri čemu su ispitivani uticaji maksimalnog zrna, tj. postignuti parametri prilikom ugradnje materijala sa maksimalnim prečnikom zrna 50 mm u odnosu na rezultate iz ispitivanja istog materijala, ali sa maksimalnim prečnikom zrna 100 mm. Izlazni dijagrami detaljnije su prikazani u radu Petkovski i sar. (2016), a pokazuju da materijal sa manjim zrnom ima i slabije stišljive osobine, tj. manifestuje veću deformaciju. Ovim se najavljuje da promena u granulometrijskom sastavu i smanjenje prečnika zrna negativno utiče na osobine stišljivosti. Međutim, daljim uvidom i upoređenjem kriva iz edometrskog opita može se zaključiti da i prilikom realizacije edometarskog testa na materijalu iz iskopa nastaje promena u veličini zrna. Tačnije, deformabilni parametri osciluju sve dok sva zrna ne postanu stabilna, odnosno otporna na dalje drobljenje. Povećanjem opterećenja dolazi do rasta napona u kontaktnim tačkama sve dok se ne dostigne čvrstoća zrna, nakon čega dolazi do loma pojedinih zrna, njihovog premeštaja i rearanžiranja (Maksimović, 2008). Kao rezultat ovoga, deformabilne osobine naglo se smanjuju, čime se i eksperimentalno potvrđuje da promena parametara stišljivosti zavisi od granulometrijskog sastava, ali i daje konkretan prilog pojašnjenju određenih pojava sleganja i pomeranja brana nakon prvog punjenja.
Slika 4. Varijacija modula stišljivosti u funkciji od maksimalnog prečnika zrna
Zanimljivo je da je ponašanje mešavine dacita i granita u ovom testu istovetno kao i prilikom direktnog smicanja, jer gotovo je jednak procenat smanjenja drobine i povećanja učešća šljunka, koji ovom prilikom iznosi skoro 40%. Upoređenjem granulometrijskih krivi konstatuje se da dolazi do porasta učešća peska, ali od samo 2%, što upućuje da zrna prečnika u dijapazonu šljunka za ovaj materijal imaju stabilnu čvrstoću i stišljivost.
170
ZAKLJUČAK Određivanje parametara smičuće otpornosti i deformabilnosti za objekte mora se provoditi u obimu odgovarajućim za veličinu zrna agregata, a istovremeno i reprezentativnim za dimenzije objekta. Provedena su ispitivanja direktnog smicanja i edometarskog testa u velikom obimu za potrebe izgradnje brane, materijalom magmatskog porekla, koji je izlagan visokim opterećenjima. Upoređenjem granulometrijskog sastava reprezentativnih uzoraka pre i nakon testa primećuje se da dolazi do menjanja sastava materijala, pri čemu se na račun krupne frakcije povećava zastupljenost šljunka i ponešto peska. Naime, smatra se da materijali sastavljeni od zrna većih od sitnog šljunka, osim kvarca, u svom sastavu takođe imaju i druge minerale, čija je čvrstoća rezultat cementacije minerala, zbog čega se može reći da su ta zrna manje stabilna. Imajući u vidu da su parametri čvrstoće i stišljivosti materijala različiti u zavisnosti od tipa i sastava materijala, može se zaključiti da ispitivani materijali postepeno menjaju svoje ponašanje tokom vremena pod različitim stepenom opterećenja. Ovaj fenomen treba preslikati kako u numeričkim modeliranjima objekata, što je od naročitog značaja da bi se pravilno moglo prognozirati ponašanje brana kao celine, tako i u fazama izgradnje. Provedenim laboratorijskim ispitivanjima je pokazano da materijali, bez obzira na početnu veličinu granulacija i njihov stepen zastupljenosti, pokazuju slabije osobine u uslovima vodozasićenosti i viših normalnih i tangencijalnih napona usled promene granulometrijskog sastava. Pritom, smanjenje veličine zrna i frakcija duguje se nekoliko faktora. Pre svega, prisustvo vode vodi ka raspadanju stenskih materijala, a ponekad i stvaranju hemijskih jedinjenja u reakciji sa elementima stena, zbog čega se ova komponenta u daljim istraživanjima treba ispitati paralelno sa konstatiranom promenom. Oba uslova – zasićenost i visoki naponi – su prisutni kod brana i jalovišta, pa se ovi “potencijali” trebaju temeljno proveriti kako ne bi doveli do neočekivanih i negativnih rezultata tokom eksploatacije, čime bi se njihovo projektovanje temeljilo na odgovarajuća laboratorijska ispitivanja koja uspešno simulišu buduće uslove na terenu i objektu. LITERATURA Anagnosti P.: Interpretacija opita u velikoj razmeri na grubozrnim materijalima, IX Savetovanje Jugoslovenskog društva za mehaniku tla i fundiranje, Beograd, 1963 Maksimović M.: Mehanika tla, AGM knjiga, Beograd, 2008 Petkovski Lj. i sar.: Komparativna analiza stanja napona i deformacija kamenih brana sa jezgrom/dijafragmom tokom varijacija nivoa u akumulaciji, naučno-istraživački projekat, UKiM, Građevinski fakultet – Skoplje, 2016 (na makedonskom jeziku) Smith & Collis (eds.): Aggregates: Sand, gravel and crushed rock aggregates for construction purposes. Geological Society, London, Engineering Geology Special Publications. 2001.
171 UDC: 624.131.381 Stručni članak
ОДРЕЂИВАЊЕ УГЛА СМИЧУЋЕ ЧВРСТОЋЕ ПЕСКА ПРИМЕНОМ ПЕНЕТРАЦИОНИХ ОПИТА SDMT И CPT Душан Берисављевић*, Владимир Филиповић*, Зоран Берисављевић**, Гордана Хаџи-Никовић*** * Саобраћајни институт ЦИП, Немањина 6, Београд
[email protected],
[email protected] ** Коридори Србије, Краља Петра 21, Београд *** Рударско-Геолошки факултет, Ђушина 7, Београд РЕЗИМЕ: У раду је анализирана примењивост резултата теренских пенетрационих опита код одређивања угла смичуће чврстоће песка. Вредности смичуће чврстоће одређене применом експерименталних зависности на резултат теренских опита упоређене су са теоријским вредностима добијеним из теорије продора клина. Указано је на значај присуства микроструктуре у тлу, нелинеарности анвелопе лома и напонског стања у околини сонде (конус и сечиво) на одређивање смичуће чврстоће. Приказана је и могућност употребе добијених резултата на конкретне инжењерске проблеме. КЉУЧНЕ РЕЧИ: микроструктура, дилатанција, смичућа деформација, напонско стање
EVALUATION OF SHEAR STRENGTH OF SAND FROM PENETRATION TESTS SDMT AND CPT ABSTRACT: Suitability of field penetration test results for determination of shear strength of sands is analyzed. The values of shear strength evaluated from correlations between experimental results and penetration resistance are compared to theoretical values obtained from wedge penetration theory. The significance of the presence of microstructure in a soil, nonlinearity of failure envelope and stress state around the probe on shear strength is highlighted. The possibility to apply obtained results to specific engineering problems is shown. KEY WORDS: microstructure, dilatancy, shear strain, stress state
172
УВОД Познавање смичуће чврстоће крупозрних материјала (τp) један је од основнх предуслова за пројектовање геотехничких конструкција изграђених у песку. Тешкоће у њеном одређивању настају већ у првим фазама истраживања с обзиром да није лако узети непоремећени узорак из песка на коме би се извела лабораторијска испитивања. Зато се готово увек у геотехничкој пракси τp одређује из теренских пенетрационих опита као што су опит плочастим дилатометром (DMT) и опит статичке пенетрације (CPT). У раду су приказана теоријско-емпиријска решења за одређивање вршног угла смичуће чврстоће крупнозрних материјала (ϕp’) на основу резултата два поменута пенетрациона опита. Начин извођења и поступак испитивања DMT опитом може се наћи у Marchetti (1980) и Marchetti и сар. (2001) Поступак испитивања механичким CPT опитом може се наћи у Schmertmann (1978). СМИЧУЋА ЧВРСТОЋА ПЕСКА Када се занемари члан који дефинише величину кохезије (c) у изразу за смичућу чврстоћу дефинисану Мор-Кулоновим критеријумом лома добија се израз којим се описује чврстоћа песка, једначина 1. τp=σ’tan(ϕp’)
(1)
При чему је: σ’ - ефективни нормални напон у равни лома Да би смо сагледали кључна својства смичуће чврстоће тла размотрићемо дијаграме приказане на слици 1 који илуструју резултат ,,идеализованог” смичућег опита. Смичући и нормални ефективни напони су τ и σ’. При свакој одређеној фази опита постоји инкремент смичуће (δγ) и запреминске деформације (δεv), слика 1а. Када се узорак смиче при константном σ’ облик напонско-деформацијске криве зависиће од историје деформисања, односно историје оптерећења. Тако се на слици 1b могу разликовати две криве, једна описује понашање збијеног песка, а друга понашање растреситог песка. Збијена тла, за разлику од растреситих имају изражену вршну смичућу чврстоћу и изражене позитивне запреминске промене, односно имају тенденцију да повећавају запремину у условима дренираног смицања (дилатанција). Растресита тла смањују запремину (контракција) све до тренутка док при одређеној смичућој деформацији не достигну константну смичућу чврстоћу која је за ову врсту тла уједно и вршна, без даље промене запремине. Поменуте запреминске промене, пре достизања критичног стања, квантификују се преко угла дилатанције (ψ), односно параметра стања који може бити и позитиван и негативан, слика 1c. Угао дилатанције одређује се из израза датoм у једначини 2. tanψ= -δεv/ δγ
(2)
173
Код збијеног тла вршна чврстоћа одговара максималном градијенту промене запремне (δεv/ δγ). Са слике 1 може се запазити да се вршни угао смичуће отпорности састоји из збира угла при критичном стању (ϕcv’) и угла дилатанције, односно ϕp’=ϕcv’+ψ. Треба напоменути да је ϕcv’ материјални параметар који не зависи од почетног стања у коме се песак налази (збијен или растресит) и једнозначно је дефинисан за дато тло. Са друге стране, дилатанција није константа за дати материјал већ зависи од релативе збијености (Dr) и нивоа нормалиних напона.
Слика 1. Идеализован резултат опита смицања (преузето из Atkinson, 2007)
ТЕОРИЈСКО-ЕМПИРИЈСКЕ ЗАВИСНОСТИ ЗА ОДРЕЂИВАЊЕ ϕp’ Bolton (1986) даје емпиријску зависност за одређивање φp’ која узима у обзир релативну збијеност, средњи ефективни напон у тренутку лома (σmf’) и врсту песка у погледу минералогије, величине и облика зрна, једначина 3. φp’-φcv=m[Dr[Q-ln(σmf’)]-R]
(3)
Где је: m=3/5 за осносиметричан/равански проблем; параметар који дефинише чврстоћу зрна Q=10 за кварцни песак и коефицијент R=1. Једначина 3 има широку академску и практичну примену јер узима у обзир најбитније чиниоце од којих зависи чврстоћа песка (стање и врсту песка).
174
Одређивање ϕp’ из SDMT опита Постоји неколико теоријско-емпиријских начина да се одреди ϕp’ у крупнозрном тлу из резултата SDMT опита. Један од начина приказан је на слици 2, где се може видети да су за одређивање φp’ потребни индекс хоризонталног напона (KD) и коефицијент бочног притиска тла у миру (k0). Вршни углови су ограничени доњом и горњом границом дефинисаном коефицијентом активног притиска тла kA=(1sinϕp’)/(1+sinϕp’) и коефицијентом пасивног притиска тла kP=(1+sinϕp’)/(1-sinϕp’).
Слика 2. Зависност ϕp’ од k0 и KD (Marchetti, 1997; Mayne, 2015)
Када се усвоје различите претпоставке за к0 са слике 2 добија се зависност између ϕp’ и KD приказана на слици 3. Зависност представљена најнижом линијом на дијаграму (означена са Marchetti, 1997) дефинисана је следећом једначином: ϕp’=28°+14.6log(KD)-2.1[log(KD)]2
(4)
Једначина 3 се препоручује за одређивање ϕp’ из резултата DMT опита када се не мери сила (на површини преко манометра) потребна да се утисне сечиво у тло. Уколико се та сила мери постоји решење које се добија када се примени теорија продора клина (Durgunoglu i Mitchell, 1973). Теоријско решење D&M теорије искористио је Schmertmann (1982) који је развио итеративни поступак за одређивање ϕp’ за претпоставку да лом тла у околини сечива настаје у условима равног стања деформације (ϕpps’). Претпоставка Schmertmann-ове методе је да утискивање сечива изазива општи лом тла при чему се отпор на продор сечива (qD) изједанчава са величином граничне носивости (qf) одређене из D&M теорије преко једначине 5.
175
qf=γsBNγqξγq
(5)
Слика 3. Зависност ϕp’ од KD
Слика 4. Зависност ϕp’ од Dr и гранулације (Schmertmann, 1978)1
Где је: B-ширина сечива (1.5 цм), γ-просечна ефективна запреминска тежина тла изнад сечива, Nγq-коефицијент носивости и ξγq-фактор облика (за DMT износи 1). Schmertmann (1982, 1988) наводи да је трење између шипки и тла у песку занемарљиво. Ову претпоставку касније су потврдили (Campanella i Robertson, 1991). Schmertmann (1982, 1988) усваја да је површина сечива делимично храпава, односно однос угла трења тла и челика износи δ/ϕ=0.5. Деривација методе може се наћи у литератури (Durgunoglu i Mitchell, 1973 и Schmertmann 1988). У раду ће бити приказан резултат примене поменуте методе на кварцни песак без знатне микроструктуре. Корелацију за одређивање ϕp’ из брзине смичућих таласа препоручују Uzielli i sar. (2013), једначина 6. Једначина 6 даје везу између две величине које се одређују при различитим величинама смичуће деформације. Зато је не треба примењивати у тлу са микроструктуром. (6) ϕp’ (степени) =3.9°(Vs1)0.44 При чему је: Vs1=Vs/(σv’/pa)0.25 Одређивање ϕp’ из CPT опита Постоје различити начини одређивања ϕp’ из резултата CPT опита. Углавном су сва решења изведена за младе, нормално консолидоване пескове без присуства знатне микроструктуре. Врло често се у пракси ϕp’ одређује индиректно преко релативне збијености (Dr), нпр. приступ који предлаже Schmertmann (1978), тако што се из измерене величине qc одреди Dr, након чега се у зависности од гранулометријског 1
На вертикалној оси уместо 38° треба да стоји 40°, уместо 42° - 44°.
176
састава из Dr одређује ϕp’, слика 4. Релативна збијеност може да се одреди из израза датом у виду једначине 7 (Jamiolkowski, 2001). Dr=(1/C2)ln[(qc/pa)/(C0(σv0’/pa)C1)]
(7)
При чему су: C0, C1 и C2-бездимензиони емпиријски корелациони фактори (Jamiolkowski, 2001); pa-атмосферски притисак и σv0’-вертикални ефективни напон у тлу. Стриктно говорећи једначина 7 важи за нормално консолидоване силикатне пескове. Када се једначина 7 уврсти у једначину приказану на слици 4 добија се израз (једначина 8) на основу кога, директно из измерене qc вредности, може да се процени ϕp’ младих нормално консолидованих пескова. Параметри а и b одређују се са слике 4 у зависности од гранулометријског састава песка. ϕp’=a+b{0.32ln[(qc/pa)/(17.68(σv0’/pa)0.5)]}
(8)
Kulhawy и Mayne (1990) приказали су решење на основу ког директно из измерене величине отпора тла на продор конуса (qc) може да се одреди ϕp’. То решење приказано је једначином 9. ϕp’=17.6°+11log(qc1)
(9)
При чему је: qc1=(qc/pa)/(σv’/pa)0.5-нормализована вредност qc. Једначина 9 изведена је на основу резултата добијених испитивањем у калибрационој комори, а касније је потврђена и са резултатима добијеним испитивањем непоремећених узорака песка у условима триаксијалне компресије (Mayne, 2014). Зависност ϕp’ од врсте опита Експериментални резултати (Rowe, 1969) указују да ϕp’ зависи од врсте опита из ког се одређује. Тако на пример, зависност између угла при равном стању деформације и угла одређеног из опита директног смицања (ϕds’) дата је једначином 10. tanϕds’=tanϕps’cosϕcv’ (10) Једначина 10 указује да за уобичајене вредности ϕcv’ угао при равном стању деформације може да буде већи за 2 до 7 степени од угла добијеног из опита директног смицања. Међусобне зависности између углова одређених из других комерцијалних лабораторијских опита могу се наћи у Kulhawy и Mayne (1990). Зависност ϕp’ од нивоа напона С обзиром да је анвелопа напона лома нелинеарна вршни углови који се добијају из пенетрационих опита немају јединствену вредност, већ зависе од нивоа ефективног
177
нормалног напона у равни лома (σ’ff1). Шта више, просечни ефективни напон у равни лома који постоји у околини сечива или конуса приликом њиховог утискивања није исти као напон у равни лома (σ’ff2) који постоји за разматрани инжењерски проблем. Зато је неопходно да се да веза између ϕp’ одређеног из пенетрационих опита за процењени нормални напон у равни лома и оперативног угла ϕpо’ за напонско стање које одговара посматраном инжењерском проблему. Schmertmann (1988) полазећи од решења који даје Baligh (1976) уз одређена поједностављења даје следећу једначину за одређивање ϕpо’ из ϕpps’ одређеног из дилатометарског опита: tanϕpо’=tanϕpps’+0.105log(σ’ff1/σ’ff2)
(11)
При чему је σ’ff1=σv’(1+sinϕpps’) Зависност ϕ’pо од ϕ’о и σ’ff2 приказана је графички на слици 5. ϕ’о је потребно претходно одредити из једначине 12. tanϕ0’=tanϕpps’+0.105logσff1’-0.046
(12)
Исти резултат се добија када се користи једначина 12 и дијаграм на слици 5 као и када се користи једначина 11 приликом одређивања ϕpо’, с тим што се са слике 10 јасније види утицај нормалног напона у равни лома.
Слика 5. Одређивање ϕ’i за одговарајући σ’ff2
КОМПАРАЦИЈА РЕЗУЛТАТА ПРИКАЗАНИХ МЕТОДА На слици 6 упоредно су приказани вршни углови ϕp’ (за осно-симетрично стање напона) одређени из метода приказаних у тексту. Резултат је добијен испитивањем алувијалног, кварцног песка из околине Врбаса. Легенда на слици указује на следеће једначине:
178
-
Bolton (1986) – једначина 3; σmf’= σv0’ Marchetti (1997) – једначина 4; ϕp’ одређен из KD (DMT) Uzielli и сар. (2013) – једначина 6; ϕp’ одређен из Vs (SDMT) Schmertmann ax – D&M теорија; ϕp’ одређен из qD (DMT) SCH-JAM (CPT) – једначина 8 (Dr) Kulhawy и Mayne (1990) – једначина 9 (CPT)
Може се видети да је примењено шест метода, једна експериментална, две користе резултатате DMT опита, једна користи измерене Vs (примењива уколико се користи сеизмичка сонда), док преостале две користе резултатe CPT опита. Са слике 6 запажа се следеће: -
Све корелације дају сличну расподелу ϕp’ по дубини.
-
Најниже вредности ϕp’ добијене су из корелације коју предлаже Marchetti (1997). То је у сагласности са претходним истраживањима (Marchetti и сар., 2001; Mayne, 2015) која указују да корелација коју предлаже Marchetti (1997) даје доњу граничну вредност ϕp’.
-
Највише вредности добијају се из измерених Vs. Uzielli и сар. (2013) извели су корелацију испитивањем 12 високо-квалитетних узорака где је распон нормализованих брзина Vs1 износио 125-225 м/с. За приказани пример Vs1 у највећем броју случајева излази изван поменутог распона брзина или су блиске горњој граници. То је један од могућих разлога због ког су добијене веће вредности ϕp’ у односу на остале приказане корелације.
-
Разлика између ϕp’ одређеног из D&M теорије и корелације коју предлажу Kulhawy и Mayne (1990) расте са повећањем релативне збијености песка. Њихова разлика је највећа на дубини 11.6 до 13.2 м где нагло расте пенетрациона отпорност (збијеност-негативнији параметар стања). Briaud и Miran (1992) наводе да разлика између ϕp’ одређеног у лабораторији и применом D&M теорије расте са повећањем релативне збијености песка. Mayne (2014) и Mayne (2015) наводе да корелација коју предлажу Kulhawy и Mayne (1990) предвиђа ϕp’ који одговарају лабораторијским вредностима. Ово потврђује ранија истраживања да са повећањем Dr разлика између ϕp’ одређеног из једначине 9 и D&M теорије расте.
179
Слика 6. Поређење ϕp’ одређеног применом различитих метода
ЗАКЉУЧАК У геотехничкој пракси користе се различити теренски опити за одређивање угла смичуће чврстоће песка. У зависности од конкретног инжењерског проблема потребно је одабрати одговарајући опит. Тако на пример, код кружних плитко фундираних темења где је напонско стање у тлу приближно ротационо-симетрично предлаже се употреба CPT опита, док код тракастих темеља може да се користи DMT опит из кога се одређује угао за равански проблем (равно стање деформације). Такође, приликом одређивања оперативног угла, из пенетрационих опита, који се користи као пројектни параметар потребно је узети у обзир величину просечног ефективног нормалног напона који постоји у околини сечива или конуса и дуж смичућих површи испод темеља. Примена резултата измерених Vs код одређивања ϕp’ није препоручљива с обзиром на мале величине смичућих деформација при којима се одређују. Треба напоменути да је измерена Vs веома осетљива на присуство цементације и старења који модификују микрострукту тла. Код кварцног алувијалног песка околине Врбаса најконзервативније величине ϕp’ добијају се применом одговарајућих корелација на резултат DMT опита.
ЛИТЕРАТУРА Atkinson J., 2007. The Mechanics of Soils and Foundations. Second edition. Routledge, Taylor and Francis Group. Briaud J.L., Miran J., 1992. The Flat Dilatometer Test. Departm. of Transportation - Fed. Highway Administr., Washington, D.C., Publ. No. FHWASA-91-044, 102 pp.
180
Campanella R. G., Robertson P. K., 1991. Use and interpretation of research dilatometer. Canad. Geotechn. Journal, Vol. 28, 113-126. Durgunoglu T. H., Mitchell J. K., 1973. Static penetration resistance of soils. Prepared for NASA Headquarters, Washington, D. C. under NASA Grant NGR 05-003-406, "Lunar Soil Properties and Soil Mechanics". Jamiolkowski M., Lo Presti D.C.F, Manassero M., 2001. Evaluation of relative density and shear strength of sands from cone penetration test (CPT) and flat dilatometer test (DMT). ASCE Geotechnical Special Publication No. 119, 201–238. Kulhawy F.H., Mayne P.W., 1990. Estimating Soil Properties for Foundation Design. EPRI Report EL-6800, Electric Power Research Institute, Palo Alto, 306 p. Marchetti, S., 1980. In situ tests by flat dilatometer. J. Geotech. Eng. 106 (3), 299–321. Marchetti S. 1997. The flat dilatometer: design applications. Proc. Third Intl. Geotechnical Engineering Conference, Cairo University, Soil Mechanics and Foundation Research Laboratory, Egypt: 423-448. Marchetti, S., Monaco, P., Totani, G., Calabrese, M., 2001. The flat dilatometer (DMT) in soil investigations (ISSMGE TC16). Proc. International Conference on In-Situ Measurement of Soil Properties and Case Histories, Bali, Indonesia, 95–131. Mayne P. W., 2015. Peak Friction Angle of Undisturbed Sands using DMT. 3rd Int. Conf. on the Flat Dilatometer DMT'15, Roma, pp 237-242. Mayne P. W., 2014. Interpretation of geotechnical parameters from seismic piezocone tests, Proc. 3rd Intl. Symposium on Cone Penetration Testing, Las Vegas, Nevada, 47- 73. Schmertmann J. H., 1978. Guidelines for cone penetration test, performance and design. Report FHWA-TS-78-209, Washington, 145 pp. Schmertmann J.H., 1988. Guidelines for Using the CPT, CPTU and Marchetti DMT for Geotechnical Design. U.S. Department of Transportation, Federal Highway Administration, Office of Research and Special Studies, Report No. FHWA-PA- 87 023+24, Vol. 3-4. Uzielli M., Mayne P. W., Cassidy M. J. 2013. Probabilistic assessment of design strengths for sands from in-situ testing data. Modern Geotechnical Design Codes of Practice, Advances in Soil Mechanics & Geotechnical Engineering (series), Vol. 1, IOS Millpress, Amsterdam: 214-227.
181 UDC: 624.131.381(669) Izvorni naučni članak
ISKUSTVA U ALUVIJALNIM I MARINSKIM TROPSKIM SEDIMENTIMA PRIMENOM STATIČKOG PENETROMETRA (CPT-a) Srđan Spasojević*, Milan Popović,** * Ces.Tra (Cowi Group), Mekenzijeva 67,
[email protected] ** Institut za puteve, Beograd, Kumodraška 257,
[email protected] REZIME U radu su prikazani geotehnički istražni radovi za potrebe izgradnje putnog nadvožnjaka u glavnom gradu Republike Nigerije, Lagosu. Tlo koje izgrađuje terena na prostoru nadvožnjaka sastoji se iz aluvijalnih i marinskih tropskih sedimenata, pa je usled njegove složenosti bilo potrebno kombinovanje više terenskih (in-situ) istražnih radova. Statički penetrometar CPT se pokazao kao neprocenjiv pribor za utvrđivanje temeljne stratigrafije tla i njegovih fizičko – mehaničkih svojstava. KLJUČNE REČI: aluvijalni i marinski sedimenti, statički penetrometer
EXPERIANCES IN ALLUVIUM AND MARINE TROPICAL SEDIMENTS BY APPLICATION OF STATIC PENETROMETER (CPT) ABSTRACT
The paper present geotechnical investigations works for the construction of road overpass in the capital city of the Republic of Nigeria, Lagos. Ground on the location of the overpass are built from alluvial and marine sediments. The soil complexity required combination of several in-situ geotechnical investigation works. Static cone penetrometer CPT turned out to be respected instrument for the fortitude of detailed soil stratigraphy and its physical and mechanical properties. KEY WORDS: alluvium and marine sediments, static cone penetrometer
UVOD U junu 2017god. navršila se godišnjica grada Lagosa u Republici Nigeriji. Uprava grada je u tu svrhu uložila značajna finansijska sredstva u razvoj njegove infrastructure, tj. pojedinih
182
nedovoljno razvijenih delova. Tako je u svrhu proslave određeno da se uredi do sada nerešena i neregulisana denivelisana raskrsnica Abule Egba. Uređenje raskrsnice je usled ograničenog građevinskog zemljišta zahtevalo izgradnju putnog nadvožnjaka, inženjerskih objekata – potpornih zidova koji bi podupirali nasipe uz most i prilazne puteve. Raskrsnica je na glavnom putu Lagos – Abeokuta, u državi Ogun. Projektovanje nadvožnjaka, pristupnih puteva, potpornih zidova, i nasipa (navoza), dodeljen je CeS Cowi-ju (sadašnja CeS.Tra), a za potrebe projektovanja izvršena su geološka i geotehnička istraživanja terena. Geološka i geotehnička istraživanja povereni su nigerijskoj firma iz Lagosa, a u svemu prema programu istraživanja stručnjaka iz CeS Cowi-a. IZVEDENA INŽENJESKO – GEOLOŠKA I GEOTEHNIČKA ISTRAŽIVANJA Geotehnićkim istraživanjima u zoni lokacije utvrđeni su: inženjersko - geološka građa terena i fizičko –mehaničke osobine tla, i poslužila su kao podloge za izradu građevinskih projekata. Izvedena su u dve faze, za nivo idejnog i glavnog projekta. U prvoj fazi istraživanja terena na lokaciji Abule Egba, izvršena su sledeća detaljna geotehnička istraživanja: – geodetsko snimanje terena sa izradom digitalne podloge 1:500, – inženjersko-geološko kartiranje šireg područija terena – 7 istražnih bušotina, dubine do 30 - 45 m, ukupno 268 m – detaljna kartiranja, uzorkovanja i fotografisanja jezgra bušotina, – SPT ispitivanja na 1.5 – 2m dubine, a ukupno 119 opita – geomehanička laboratorijska ispitivanja na 48 neporemećenih uzoraka i 190 poremećenih. Na osnovu obrade prikupljenih podataka urađeni su: inženjersko - geološka i hidro geološka karta šireg i užeg prostora, geotehnički podužni i poprečni profile, itd. Geomehanička laboratorijska ispitivanja su obuhvatala klasifikaciona i identifikaciona ispitivanja, ispitivanje fizičkih svojstava tla (težina, vlažnost, granulometrija, itd.). Na neporemećenim uzorcima izvršena su ispitivanja čvrstoće tla u aparatu za direktno smicanje i aparatu za triaksijalno ispitivanje. Ukupno je ispitano 22 nekonsolidovanih uzoraka u triaksilnom aparatu u nedreniranim uslovima i 15 uzoraka u aparatu za direktno smicanje. Takođe su izvršena ispitivanja tla na 15 uzoraka u aparatu za određivanje jednodimenzionalne konsolidacije. U drugoj fazi istraživanja izvršena su dodatna terenska ispitivanja statičkim penetrometrom CPT-om, a dalje u tekstu su detaljnije opisana. REZULTATI GEOTEHNIČKIH ISTRAŽIVANJA Grad Lagos leži duž Gvinejskog zaliva u ekstremnom jugozapadnom delu Nigerije, i pripada Dahomejskom sedimentnom basenu. Sedimentni basen je nastao nakon razmicanja
183
afričke i južnoameričke litosferske ploče, tokom mezozoika, a jedan je od nekoliko basena na kontinentalnoj granici Gvinejskog zaliva, koji se proteže od jugoistoka Gane do zapadnog boka delte reke Niger, na zapadu Gvineje. Na zapadu Dahomejski basen ograničavaju brojni rasedi i razlomi, a na istoku, basen je određen još jednim razlomom, tkzv. Hinge linijom, koja je zapadna granica delte Niger. Priobalni region Nigerije ispresecan je brojnim rečnim tokovima koje manje više iz kontinentalnog zaleđa teku ka jugu i ulivaju se u Atlantski okean. Delovanjem reka nanosi se tlo u priobalni deo Nigerije, a potom se delovanjem morskih talasa i struja raspoređuju duž dugačke atlantske obale. Zapravo glavni obalni nanosi su nastali transponovanjem kompleksa osnovne stenske mase Nigerije, visoko – metamorfnih i kiselih vulkanskih stena duž prostrane obale, počev od obala Gane i Togoa, pa sve do Lagosa. Na severu basen graniče prekambrijske osnovne stenske mase koje uglavnom izgrađuju migmatisani i granitisani gnajsevi, kvarciti, potom migmatisani i nemigmatisani meta-sedimentni škriljci i meta-magmatske stene granodioriti, dioriti i gabrovi. Na jugu je basen ograničn zalivom Benin.
Slika 1. Geološka struktura grada Lagosa i okoline Figure 1. Geological structure of Lagos city and surrounding area
Naslage tla u Lagosu, su uglavnom neogene tvorevine, i najviše su predstavljene aluvijalnim naslagama. Usled slabih unutrašnjih sila još uvek su veoma izloženi eroziji vetrom, a još više na dejstvo vode, što uvećava i ubrzava raspadanje okoline. Preovlađujući geomorfološki oblici su zemljane kose i dine, sa mnogo ostrva i poluostrva duž obale laguna. Geotehničkim istraživanjima na lokaciji Abule Egba u Lagosu je utvrđeno da geološki sklop terena ne odstupa od pomenutih geoloških prilika, tj. teren izgrađuju debele priobalne naslage peskovitog i glinovitog tla. Priobalno peskovito tlo spada u klastične sedimente, nasatale fluvijalnim procesima i sastoji se u najvećoj meri od crvenkasto – braon i žućkasto – svetlog do sivog glinovitog peska. Naizmenično peskovito tlo prosecaju šljunkoviti peskovi i peskovite gline. Geološki
184
značenje ,,priobalni peskovi” uglavnom pogrešno navode na zaključak da tlo izgrađuju u uglavnom peskovi, što svakako znatno odstupa u površinskim delovima terena. U površinskim delovima terena u sastavu tla preovlađuje glineni i prašinasti sadržaj, a tek duboko u terenu preovlađuju čisti peskovi. Ove naslage predstavljaju izmešane aluvijalne i marinske naslage tla. U okviru njih se lokalno smenjuju proslojci tla, klasifikovani kao ,,laterit“, ali se u odnosu na ,,laterit“ koji se obično prostire duž Nigerijskog basen razikuje po daleko manje pogodnim fizičko – mehaničkim svojstvima potrebnim za npr. izgradnju putne infrastrukture. Izdvojene su seledeće geotehničke sredine prema fizičko – mehaničkim svojstvima terena: – loše graduisana peskovita i prašinasto – peskovita glina (sloj 1). Predstavljaju površinske delove terena do debljine 2 – 4m, a pojavljuju se mestimično kao proslojci i na dubinama od 12 m. Po sastavu su polučvrste prašinasto – peskovite gline. – prašinaste gline, bez ili sa pomalo peska (sloj 2). Boje su rđaste, tamno crvene do smeđe. Prostiru na dubini od 8 – 18 m. Ovi kompleksi se pojavljuju i na većim dubinama, kao zasebni proslojci, s tim da se u sadržaju tla pojavljuje veći sadržaj peskovite frakcije, pa su u tom slučaju izdvojeni kao zaseban litološki kompleks prašinasto peskovita glina (2a). – ispod ovih nalsaga, nataložene su prašinaste gline sa proslojcima peska. Braon su do sive boje. Prostiru se od dubina 10 – 22m. – Na većim dubinama od 25 – 30 m pojavljuju se kompleksi pliocenskih – pleistocenskih priobalnih srednje zbijenih do zbijenih peskova Često su ovi kompleksi izmešani tako da se naizmenično javljaju delovi sa većim peskovitim ili glinovitim sadržajem. Ponekad se pojavljuju i proslojci glina debljine do 4m. Celokupan prostor Abule Egba odlikuje se intergranularnom i granularnom poroznošću, s tim da se u površinskim delovima nalaze proslojci nepropusnog tla. Vodonosna geološka sredina su pliocenski – pleistocenski priobalni srednje i zbijeni peskovi. Ono što su istraživanja u prvoj fazi pokazala su nedoumice u pogledu deformabilnih svojstava (stišljivost) tla, tj. koji je način fundiranja mostovske konstrukcije i inženjerskih objekata najprikladniji, kao i veličine sleganja prilaznih rampi – visokih nasipa. Na osnovu izvedenih istraživanja terena sva usmerenja su išla ka obimnijim građevinskim zahvatima gledano uslove fundiranja. Tlo je uglavnom klasifikovano kao CL-CH, sa približno ravnomernom čvrstoćom po dubini (slika 2). Tako npr. za mostove je sve ukazivalo da je neophodno duboko fundiranje ,,baterijom” šipova do dubina od 25 – 28 m, a na isti način je odlučeno za fundiranje nasipa i potpornih zidova, usled bojazni da se usled sleganja zidovi mogu nakriviti ili nasipi uleći. Sleganje nasipa je prognoziirano na 26 cm, što se smatralo e velikim vrednostima, obzirom na rok izgradnje. Jedna od varijanti je bilo umanjenje sleganja nasipa i zidova, upotrebom ispune od lakotežućeg materijala.
185
• N • N1,60
nedernirana čvrstoća cu kPa
Slika 2. Pregled najvažnijih pokazatelja tla u bušotini BH-5, granice plastičnosti (w, LL, PL, Ip), indeks konzistencije (Ic), vrednosti N1,60 (SPT), i nedrenirane čvrstoće tla Cu Figure 2. An overview of the most important soil properties indicators in Borehole BH-5, plastic limits (w, LL, PL, Ip), consistency index (Ic), values of N1,60 (SPT), and undrained strength Cu
Iz ovih razloga u dopunskoj fazi istraživanja (glavni projekat) su izvedena terenska istraživanja statičkim penetrometrom. Korišćen je uobičajan električni uređaj CPT sa nagibom strana pod uglom od 60˚ i površine osnove od 10cm2. Brzina utiskivanja penetrometra je održavana približno 2 cm/s, a merena su i zakošenja sonde prilikom utiskivanja. Kapacitet potiska koji je oprema za utiskivanje konusa mogla najviše da ostvari je 20t. Obzirom da na lokaciji nije uočena veća količina vode nisu mereni porni pritisci. Ukupno su izvšena 4 dodatna CPT sondiranja do dubine 23 -30 m. Za klasifikaciju tla korišćeni su korigovani dijagrami prof. Robertson-a i Mayne-a, tj. intepretacija je izvršena na normalizovanim vrednostima otpora šiljka i trenja, u odnosu na efektivne vertikalne napone. Tipovi tla su razgraničeni prema vrednostima indeksa ponašanja tla. CPT ispitivanja na lokaciji su pokazala povoljniju sliku ponašanja tla (Slika 3). Iz priloženog dijagrama se može videti da je tlo uglavnom grupisano u čvrsta sitnozrna ili cementovana tla (deo 9, slika 3), prašinaste peskove (deo 6, slika 3), prašinasto i glinovito tlo (deo 4 i 5, slika 3). Iz prikaza rezultata CPT-a izvedenih u blizini jedne istražne bušotine (BH-5), mogu se uočiti proslojci tla kroz koje se konus nije mogao utisnuti, već se kroz njih moralo proći nakadnim bušenjem. Istražnim bušenjem i kartiranjem proslojaka utvrđeno je da su oni cementovani delovi tla. Sagledavanjem rezultata CPT-a obezbedili su se prikladniji uslovi fundiranja objekata i sleganja nasipa. Dužine šipova su unekoliko skraćeni na 20 – 22 m, dok se u slučaju inženjerskih objekata izbeglo duboko fundiranje (šipovi).
186
Slika 3. Dijagram SBT za klasifikaciju tla i prikaz rezultata CPT po dubini (u blizini BH-5) Figure 2.SBT classification chart and representation of CPT result (proximity of the BH-5)
ZAKLJUČAK Klasifikacija tla uobičajeno se sprovodi na temelju rezultata laboratorijskih ispitivanja. Iskustva stečena pri istraživanju u aluvijalnim i marinskim tropskim sedimentnima ukazala su na njihovu složenost i na potrebu za većom opreznošću prilikom zaključivanja o fizičkim – mehnaničkim svojstvima samo isključivo na osnovu laboratorije. U vezi sa specifičnim slučajem CPT-om su utvrđene nedoslednosti između klasifikacionih i identifikacionih rezultata u odnosu na ispitivanja nedernirane čvrstoće i rezultata SPT ispitivanja. Na isti način SPT sondiranjem nisu utvrđeni cementovani slojevi tla. Primenom statičkog penetracijskog ispitivanja mogu se dobiti podaci o tlu na svaka 2 cm dubine, što omogućava dobijanje pouzdanijih podataka o tlu. Statičko penetracijsko ispitivanje će se nastaviti razvijati, možda čak i brže nego do sada, ukorak s kompjuterskom tehnologijom. Naravno, potrebno je naći pravu meru za ovaj opit i njegovo korištenje, što znači da LITERATURA: Spasojević, S., Popović, M., Geotechnical elaborate for the preliminary and final design for construction of conrete dual carriageway flyover on Abule Egba junction in Lagos, Jones H.A, Hockey R. D. The geology of part of S. W. Nigeria, Geol. Surv. Nigeria,1964 Mayne, P.W.: Interpretation of geotechnical parameters from seismic piezocone tests. Proceedings, 3rd International Symposium on Cone Penetration Testing, Las Vegas, pp. 47-73, 2014 Nwajide, C.S., (2013). Geology of Nigeria’s Sedimentary Basins. CSS Bookshop Ltd., Lagos, 1-565. Nigerian Geological Survey Agency(2006). Geological map of Nigeria. Published by the authority of the Federal Republic of Nigeria Omatsola M.E. and Adegoke S. O. 1981. Tectonic evolution and Cretaceous stratigraphy of the Dahomey Basin Jour. Min. Geol. Vol. 18[1], pp. 130-136. Robertson, P.K.: Interpretation of cone penetration tests – a unified approach, Canadian Geotechnical Journal, 49 (2009) 11, pp.1337-1355, https://doi.org/10.1139/T09-065
187 UDC: 624.131.22 Stručni članak
NOVA FORMULACIJA ZAKONA OJAČANJA U KONSTITUTIVNIM RELACIJAMA PREKONSOLIDOVANIH GLINA Sanja Jocković, Mirjana Vukićević Građevinski fakultet Univerziteta u Beogradu, Bulevar kralja Aleksandra 73, Beograd,
[email protected] REZIME Imajući u vidu da je za praktičnu primenu konstitutivnih modela imperativ jednostavna formulacija i jasno fizičko značenje parametara modela, formiran je HASP model za opisivanje mehaničkog ponašanja prekonsolidovanih glina, koristeći teoriju kritičnog stanja i koncept granične površi. Formulacijom zakona ojačanja u funkciji parametra stanja i stepena prekonsolidacije, omogućeno je opisivanje brojnih elemenata mehaničkog ponašanja prekonsolidovanih glina. Validacija modela je izvršena kroz poređenje sa publikovanim rezultatima triaksijalnih opita na širokom spektru prekonsolidovanih glina. KLJUČNE REČI: konstitutivni model, zakon ojačanja, prekonsolidovane gline
NEW FORMULATION OF HARDENING RULE IN CONSTITUTIVE RELATIONS OF OVERCONSOLIDATED CLAYS ABSTRACT Bearing in mind that simple expressions and clear physical meaning of the model parameters are an imperative for practical application of constitutive models, HASP model for describing mechanical behaviour of overconsolidated clays is developed on the basis of the critical state theory and within the concept of bounding surface plasticity. With new formulation of hardening rule in terms of state parameter and overconsolidation ratio it is possible to describe a number of elements of the mechanical behavior of overconsolidated clays. Validation was done against published results of triaxial tests, on the samples with various overconsolidation ratios. KEY WORDS: constitutive model, hardening rule, overconsolidated clays
188
UVOD Opisati naponsko-deformacijsko ponašanje tla kao nehomogenog i anizotropnog materijala, koji se plastično deformiše od ranih stadijuma opterećivanja, predstavlja izazov sa kojim se geotehnika intenzivno suočava poslednjih decenija. Brojni konstitutivni modeli razvijeni do danas se uz određen nivo aproksimacija primenjuju za različite probleme u geotehnici. Značajan deo u oblasti konstitutivnog modeliranja tla predstavlja opisivanje naponskodeformacijskih relacija prekonsolidovanih glina. U prirodi su retke normalno konsolidovane gline, što nameće potrebu da se intenzivno razvijaju konstitutivni modeli koji će opisivati mehaničko ponašanje normalno konsolidovanih i prekonsolidovanih glina. Prekonsolidovane gline su u prošlosti bile opterećene vertikalnim efektivnim naponom koji je veći od tekuće veličine vertikalnog efektivnog napona. U poređenju sa normalno konsolidovanim glinama, imaju manji koeficijent poroznosti i veću smičuću čvrstoću. U prirodi su najčešće ispucale, što dovodi do nehomogenog polja deformacija. Iz tog razloga ispoljavaju najsloženiji oblik ponašanja tla pri lomu. Imajući u vidu da je za praktičnu primenu konstitutivnih modela imperativ jednostavna formulacija i jasno fizičko značenje parametara modela, formiran je konstitutivni model za opisivanje mehaničkog ponašanja prekonsolidovanih glina, koristeći teoriju kritičnog stanja i koncept granične površi. HASP MODEL Polazna tačka ka formulisanju novog konstitutivnog modela koji bi realnije opisivao mnoge elemente ponašanja prekonsolidovane gline pri različitim stanjima i uslovima opterećivanja je Modifikovani Cam Clay (MCC) model (Roscoe & Burland, 1968). U okviru koncepta granične površi (Dafalias & Herrmann, 1980) izvršena je modifikacija zakona ojačanja koristeći parametar stanja, čime je formulisan novi model nazvan HASP model – HArdening State Parameter model (Jocković, Vukićević, 2017). Granična površ (bounding surface) je MCC površ čiju veličinu definiše vrednost maksimalnog srednjeg napona p0′ , Slika 1. Ova površ se može nazvati i površ normalne konsolidacije:
p′ M2 = 2 p0′ M + η2
(1)
gde je η trenutni naponski odnos, a M nagib linije kritičnog stanja (CSL) u naponskoj ravni. Tačka A (p', q) koja predstavlja trenutno naponsko stanje se nalazi na unutrašnjoj površi tečenja (loading surface) čiju veličinu definiše vrednost srednjeg efektivnog napona p0′ :
p′ M2 = 2 p0′ M + η2
(2)
189
Pretpostavka na kojoj se zasniva HASP model je da se plastične deformacije razvijaju od početka opterećivanja i tačka A se uvek nalazi na površi tečenja. Radijalno mapiranje podrazumeva da tački A odgovara imaginarna tačka A(p ′,q) na graničnoj površi, tako da je ispunjeno: η=
q = p′
q p′
(3)
Važi asocijativni zakon tečenja, odnosno vektor priraštaja plastičnih deformacija je uvek upravan na površ tečenja.
Slika 1. Koncept granične površi Figure 1. Bounding surface concept
Granična površ ima sve karakteristike MCC površi: za naponski odnos ispod linije kritičnog stanja dolazi do smanjenja zapremine i površ se širi, dok za naponski odnos iznad linije kritičnog stanja dolazi do povećanja zapremine i površ se skuplja. Sa druge strane, površ tečenja se širi (ojačanje) sve do dostizanja vršne čvrstoće pri naponskom odnosu η=Mf, a zatim se skuplja (omekšanje) do dostizanja kritičnog stanja η=M. ZAKON OJAČANJA HASP MODELA Zakon ojačanja MCC modela zavisi samo od zapreminske plastične deformacije i pogodan je za normalno konsolidovana tla: = dp0′
v p0′dεvp λ-κ
(4)
gde su λ i κ nagibi linije normalne/izotropne konsolidacije (ICL) i linije bubrenja (URL) u lnp’-v ravni, Slika 2. Generalni zahtev za prekonsolidovana tla je prelaz iz kompresije u ekspanziju pre dostizanja vršne čvrstoće. Zakon ojačanja opisan izrazom (4) ne omogućava adekvatno opisivanje dilatancije i ojačanja. Da bi površ tečenja nastavila da se širi i za vrednosti naponskog odnosa M<η
190
formulisati ga u funkciji i plastične smičuće deformacije (Nova & Wood 1979, Yao i dr. 2009) u obliku:
dp =0′
v p dε p +ξdε p ′ q ) λ-κ 0( v
(5)
Gde je ξ parametar koji će biti kasnije formulisan, a p0′ parametar ojačanja MCC modela. Kombinovano ojačanje je ključno za modele kritičnog stanja. U skladu sa Drugim aksiomom teorije kritičnog stanja (Jefferies & Been, 2006), sa povećanjem smičućih deformacija stanje tla se približava kritičnom stanju i plastične smičuće deformacije moraju biti uvrštene u zakon ojačanja. Kombinovani zakon ojačanja utiče i na putanju napona koja prelazi CSL i dostiže se vršna čvrstoća u dreniranim uslovima. U nedreniranim uslovima, kombinovano ojačanje je ključno za predviđanje putanje efektivnih napona “S” oblika. Ako je dilatancija odnos priraštaja zapreminske i smičuće komponente plastične deformacije: d=
dεvp dεqp
(6)
priraštaj plastičnih smičućih deformacija se može izraziti kao: dε p dεqp = v d
(7)
i izraz za zakon ojačanja površi tečenja za prekonsolidovana tla je:
= dp0′
v ξ p0′ dεvp 1+ λ-κ d
(8)
Tokom procesa deformisanja, trenutni stepen prekonsolidacije se može definisati kao: R=
p ′ q p0′ = = p ′ q p0′
(9)
Zakon ojačanja površi tečenja tako postaje:
= dp0′
v ξ v p0′dεvp 1+ = R p0′dεvp ω λ-κ λ-κ d
gde je ω koeficijent ojačanja (hardening coefficient):
(10)
191
ξ ω = 1+ R d
(11)
Kompletne konstitutivne relacije HASP modela mogu se sada predstaviti kao: 1 λ - κ 1 M 2 - η2 + 2 2 dεv K vp ′ ω M + η = 2η dεq λ-κ 1 vp ′ ω M 2 + η2
dp ′ (12) 1 λ-κ 1 4η2 dq + 3G vp ′ ω M 2 + η2 M 2 - η2 λ-κ 1 2η 2 vp ′ ω M + η2
(
)(
)
Posmatrajući izraz (12) može se uočiti da je koeficijent ojačanja ω ujedno i koeficijent redukcije plastičnih deformacija, tako da se adekvatnom formulacijom koeficijenta ojačanja mogu značajno redukovati plastične deformacije prekonsolidovane gline u početnoj fazi opterećivanja, kada MCC model predviđa samo elastične deformacije. Na taj način je moguće pretpostaviti da tlo od samog početka opterećivanja trpi i plastične deformacije, koje su tada veoma male. Kako se u procesu deformisanja polako gubi i stepen prekonsolidacije tla, tako se i koeficijent ω smanjuje i plastične deformacije postaju dominantne. Pri dostizanju vršne čvrstoće (prelaz iz ojačanja u omekšanje) važi da je dp0′ = 0 i uočava se maksimalni gradijent promene zapremine – maksimalna dilatancija. Na osnovu izraza (10) može se zaključiti da je tada ω=0 i da važi relacija: ξ = -d max
(13)
Sledi da parametar ξ predstavlja maksimalnu vrednost dilatancije pri vršnoj čvrstoći u dreniranim uslovima (Nova, 2006). PARAMETAR STANJA U izrazu za koeficijent ojačanja (11) je potrebno definisati odnos ξ/d. U skladu sa uočenim ponašanjem peska, Wood i dr. (1994), Manzari & Dafalias (1997) i Li & Dafalias (2000) navode da je za kompletan opis dilatancije u relacije modela potrebno uvrstiti i parametar stanja Ψ (Been & Jefferies, 1985). Parametar stanja predstavlja razliku između trenutne specifične zapremine i specifične zapremine na liniji referentnog stanja pri istom srednjem efektivnom naponu. Ovakav koncept podrazumeva da postoji referentno stanje koje treba da ima jedinstvenu strukturu. Za konstitutivne modele definisane u okviru teorije kritičnog stanja, referentno stanje je upravo kritično stanje, kada se smičuće deformacije razvijaju bez promene zapremine i efektivnog napona. Tako se parametar stanja za trenutnu naponsku tačku, Slika 2, može izraziti kao: Ψ = v + λlnp ′ - Γ
(14)
192
gde je Γ parametar koji definiše položaj CSL u kompresionoj p’-v ravni. Parametar stanja je negativan za jako prekonsolidovane gline i zbijene peskove, dok je za lako prekonsolidovane i normalno konsolidovane gline i rastresite peskove pozitivan. Parametar stanja za imaginarnu naponsku tačku zavisi od naponskog odnosa u sledećem obliku: 2M 2 Ψ = ( λ - κ ) ln 2 (15) 2 M +η Ako se stepen prekonsolidacije definiše kao odnos napona na graničnoj površi i površi tečenja, može se lako pokazati da je stepen prekonsolidacije funkcija parametara stanja: R=
Ψ -Ψ p′ q = = exp p′ q λ-κ
(16)
Slika 2. Parametri stanja za trenutnu i imaginarnu naponsku tačku Figure 2. State parameters for current and conjugate stress points
Na osnovu velikog broja triaksijalnih testova na pesku i prekonsolidovanoj glini, Parry (1958) i Been & Jefferies (1985) su pokazali da je parametar stanja linearno proporcionalan dilatanciji pri vršnoj čvrstoći u dreniranim uslovima. U skladu sa navedenim i uzimajući u obzir vezu između parametra stanja i stepena prekonsolidacije, pretpostavljeno je da je maksimalna vrednost dilatancije u direktnoj zavisnosti od Ψ -Ψ . Za naponska stanja ispod CSL dilatancija d je pozitivna (kompresija), dok je negativna za naponska stanja iznad CSL (ekspanzija). Kada je naponska tačka na CSL dilatancija d=0. To znači da se dilatancija menja na sličan način kao parametar stanja za imaginarnu tačku Ψ . Razmatrajući prethodno navedene relacije i s obzirom da dilatancija utiče na ponašanje tla duž čitave putanje napona sve do loma, predložen je izraz za koeficijent ojačanja u sledećem obliku:
193
Ψ -Ψ (17) ω = 1+ R Ψ Deo izraza (17) u zagradi određuje znak koeficijenta ojačanja i zajedno sa stepenom prekonsolidacije određuje magnitudu koeficijenta ojačanja, a samim tim i veličinu plastičnih deformacija u skladu sa izrazom (12). Za normalno konsolidovane gline važi da je Ψ =Ψ i koeficijent ojačanja je ω = 1 . HASP model tada automatski prelazi u MCC model. Za opis kompletne konstitutivne veze potrebno je pet parametara (M, λ, κ, Γ, μPoisson-ov koeficijent). Svi parametri se mogu odrediti iz konvencionalnog triaksijalnog opita, opita direktnog smicanja i edometarskog opita.
VALIDACIJA HASP MODELA Validacija HASP modela izvršena je poređenjem rezultata simulacije laboratorijskih opita sa eksperimentalnim rezultatima iz literature sa različitim putanjama totalnih napona. U postupku validacije izabrane su gline sa različitim stepenima prekonsolidacije, za koje u literaturi postoje dobro dokumentovana ispitivanja u triaksijalnom aparatu i za koje su već određeni parametri MCC modela, Tabela 1. Navedeni parametri predstavljaju ujedno i parametre HASP modela. Da bi se potvrdila efikasnost novog HASP modela, izvršeno je i poređenje sa predviđanjem MCC modela. Tabela 1. Parametri MCC i HASP modela Table 1. Parameters of MCC model and HASP model λ κ Mc Cardiff glina, Banerjee & Stipho (1979), CU opiti 0.140 0.050 1.05 Kaolin glina, Biarez & Hicher (1994), CD opiti 0.230 0.030 0.81
Me 0.85 /
Γ 2.63 3.44
μ 0.2 0.2
Na Slikama 3 i 4 prikazani su rezultati dva nedrenirana opita triaksijalne kompresije na prerađenim uzorcima Cardiff gline sa stepenima prekonsolidacije 5 i 12, kao i rezultati dva nedrenirana opita triaksijalne ekstenzije sa stepenima prekonsolidacije 6 i 10 (CU opiti). Naponsko-deformacijske relacije i promene pornog pritiska dobijene HASP modelom pokazuju veoma dobro slaganje sa eksperimentalnim rezultatima, za sve stepene prekonsolidacije pri triaksijalnoj kompresiji i ekstenziji. Može se uočiti da MCC model ne opisuje adekvatno ponašanje prekonsolidovane gline u nedreniranim uslovima. Vrednosti devijatora napona i pornog pritiska su znatno precenjene i odstupanja su veća što je veći stepen prekonsolidacije. Na Slici 5 su prikazani rezultati dreniranih opita triaksijalne kompresije (CD opiti) na kaolinskoj glini sa stepenima prekonsolidacije 8, 4 i 2. Ponašanje prekonsolidovanih glina tokom ojačanja je veoma dobro opisano HASP modelom. Za uzorke sa stepenima prekonsolidacije 8 i 4, HASP model predviđa pad čvrstoće – omekšanje pri deformacijama većim od oko 10%, Slika 5a. Za jako prekonsolidovane uzorke (OCR=8, 4), nakon početne kompresije uzoraka dolazi do ekspanzije i povećanja zapremine, Slika 5b, što je u skladu sa eksperimentalnim rezultatima i uočava se odlično predviđanje promene zapreminskih
194
deformacija sa promenom smičućih deformacija. Nedostaci MCC modela pri opisu mehaničkog ponašanja prekonsolidovanih glina se mogu uočiti i u dreniranim uslovima. Vršna čvrstoća je precenjena i do dva puta. Compression
100 80 60
HASP model
40
MCC model
20
0 0.00
0.03
0.06
0.09
0.12
0.15
0.03
0.06
0.09
0.12
0.15
Axial strain
HASP model
-40
MCC model
-60
Test results
-80 -100 -120
120 100 80
HASP model
60 40
MCC model
20
Test results
0 0.00
OCR=10
Extension
140
0 0.00
Deviatoric stress [kPa]
-20
0.03
0.03
0.06
0.09
0.12
0.15
0.09
0.12
0.15
Axial strain
0.06
-50
HASP model MCC model
-100
Test results
-150
-200
Axial strain
OCR=5
Compression
160
Test results
0 0.00
Deviatoric stress [kPa]
180
OCR=12
120
Deviatoric stress [kPa]
Deviatoric stress [kPa]
140
OCR=6
Extension Axial strain
Slika 3. CU opiti, Cardiff glina – naponsko-deformacijske relacije Figure 3. CU tests, Cardiff clay – stress-strain relations Compression
30 20 10 0 0.00 -10 -20
0.03
0.06
0.09
0.12
-30
MCC model Test results
-50 0 0.00
0.03
Axial strain 0.06
0.09
-20
0.12
HASP model MCC model
-60
Test results
-80 -100 -120 -140
Extension
Axial strain
Compression
20
0 0.00
0.03
0.06
0.09
0.12
0.15
0.12
0.15
HASP model
-20
MCC model Test results
0 0.00
0.15
OCR=5
40
-40
-40
-160
0.15
HASP model
-40
Pore water pressure [kPa]
60
OCR=12 Pore water pressure [kPa]
Pore water pressure [kPa]
40
Pore water pressure [kPa]
50
0.03
Axial strain 0.06
0.09
HASP model
-50
MCC model Test results
-100
-150
-200
OCR=10 -250
Extension
Axial strain
OCR=6
195
Slika 4. CU opiti, Cardiff glina – promena pornog pritiska Figure 4. CU tests, Cardiff clay – pore water pressure 350
OCR=8 HASP model
250
MCC model
200
-0.12 -0.10
HASP model
-0.08
MCC model
Volumetric strain
Deviatoric stress [kPa]
300
-0.06
Test results
-0.02 0.00 0.00
100 50
0.05
0.10
0.15
0.20
OCR=4
-0.06
250
Volumetric strain
Deviatoric stress [kPa]
300
-0.04
200
MCC model
100
Test results
50
0.05
0.10
0.15
0.20
Axial strain
OCR=4
HASP model MCC model Test results
0.00 0.00
0.05
0.10
0.05
0.10
0.15
Volumetric strain
HASP model MCC model Test results
0.05
0.10
0.15
0.20
0.25
0.15
0.20
0.25
HASP model
300
0 0.00
0.20
Axial strain 0.00 0.00
400
100
0.25
0.04
0.25
OCR=2
200
0.20
0.02
Axial strain 500
0.15
-0.02
HASP model
150
0.10
0.04
0.25
-0.08
350
Deviatoric stress [kPa]
0.05
0.02
Axial strain
0 0.00
Test results
-0.04
150
0 0.00
OCR=8
MCC model
0.01
Test results 0.02
0.03
0.25
OCR=2
0.04
Axial strain
a)
b)
Slika 5. CD opiti, kaolinska glina a) naponsko-deformacijske relacije b) zapreminske deformacije Figure 5. CD tests, kaolin clay a) stress-strain relations b) volumetric strains
ZAKLJUČAK HASP model uspešno prevazilazi mnoge nedostatke MCC modela prilikom opisivanja mehaničkog ponašanja prekonsolidovanih glina, a pri tome je zadržana jednostavnost MCC modela i isti broj parametara. Osnovna ideja je da se unapređenje konstitutivnog modela vrši kroz adekvatno definisanje parametara koji uvode stanje tla kao bitnu odrednicu njegovog mehaničkog ponašanja. Tako je formulisan koeficijent ojačanja u funkciji parametra stanja i stepena prekonsolidacije, koji kontroliše sve aspekte ponašanja
196
prekonsolidovanih glina. U dreniranim uslovima, model predviđa postepen prelaz iz kontrakcije u ekspanziju pre nego što je dostignuta vršna smičuća čvrstoća, kao i postepen prelaz iz ojačanja u omekšanje bez dodatnog matematičkog opisivanja. U nedreniranim uslovima postoji dobro predviđanje pornog pritiska pri triaksijalnoj kompresiji i ekstenziji. Naponska tačka se uvek nalazi na površi tečenja i na taj način je omogućeno elastoplastično ponašanje još u ranim fazama opterećivanja. Za normalno konsolidovane gline, HASP model prelazi u Modifikovani Cam Clay model. Prikazani rezultati simulacije opita pri različitim putanjama totalnih napona pokazuju veoma dobro slaganje sa eksperimentalnim rezultatima, za sve stepene prekonsolidacije. LITERATURA Banerjee, P.K. & Stipho, A.S.: Elastoplastic model for undrained behavior of heavily overconsolidated clays. Int J Numer Anal Mech Geomech; 3(1): 97-103, 1979. Been, K. & Jefferies, M.G.: A state parameter for sands. Géotechnique, 35(2): 99-112, 1985. Biarez, J. & Hicher, P.Y.: Elementary Mechanics of Soil Behaviour. Saturated Remoulded Soils. A. A. Balkema, Rotterdam, 1994. Dafalias, Y.F. & Herrmann, L.R.: A bounding surface soil plasticity model. Proc. Int. Symp. on Soils under Cyclic and Transient Loading, Vol. 1, Swansea, U.K., 335–345, 1980. Jefferies, M.G. & Been, K.: Soil Liquefaction: A critical state approach. Taylor and Francis, Abingdon, 2006. Jocković, S. & Vukićević, M.: Bounding surface model for overconsolidated clays with new state parameter formulation of hardening rule. Comput Geotech, 83:16–29, 2017, doi:10.1016/j.compgeo.2016.10.013. Li, X.S. & Dafalias, Y.F.: Dilatancy for cohesionless soils. Géotechnique, 50:449–60, 2000, doi:10.1680/geot.2000.50.4.449. Manzari, M.T., Dafalias, Y.F.: A critical state two-surface plasticity model for sands. Géotechnique, 47:255–72, 1997, doi:10.1680/geot.1997.47.2.255. Nova, R., Wood, D.M.: A constitutive model for sand in triaxial compression, Int J Numer Anal Methods Geomech, 3: 255–78, 1979. Nova, R.: Modelling of bonded soils with unstable structure. International Workshop on Modern Trends in Geomechanics – Vienna, Springer, 2006. Parry, R.H.G.: Correspondence, Géotechnique, 8:183-186, 1958. Roscoe, K.H. & Burland, J.B.: On the generalized stress-strain behaviour of wet clay. Engineering Plasticity, Cambridge University Press, 535 – 609, 1968. Wood, D.M., Belkher, K., Liu, D.F.: Strain softening and state parameters for sand modelling, Géotechnique, 44(2):335-339, 1994. Yao, Y.P., Hou, W., Zhou, A.N.: UH model: three-dimensional unified hardening model for overconsolidated clays, Géotechnique, 59:451–69, 2009, doi:10.1680/geot.2007.00029.
197 UDC: 624.13.3 Izvorni naučni članak
SMALL-STRAIN BEHAVIOUR OF COHESIONLESS SOILS BY TRIAXIAL TESTS AND DYNAMIC MEASUREMENT METHODS Nikolay Milev* and Junichi Koseki** * Yoda Ltd., Office 2 & 3, Parter, 10 Kupenite Str., Pavlovo, Sofia 1618, Bulgaria;
[email protected] ** University of Tokyo, 7-3-1 Hongo, Bunkyo-ku, Tokyo, 113-8656 Japan;
[email protected]
ABSTRACT The main purpose of the presented paper is to show the advantages and disadvantages of evaluating the small strain stiffness of cohesionless soils by means of different types of laboratory equipment. A series of consolidated undrained cyclic triaxial testes have been performed on saturated specimens made of Toyoura sand and Sofia sand having various dry densities. Relatively small unloading-reloading cycles have been applied on the specimens in order to obtain the “static” Young’s modulus. Furthermore two types of wave propagation techniques have been adopted for the sake of a “dynamic” Young’s modulus determination: one is using bender elements in the cross section of the specimen and the other is using trigger elements in the longitudinal section of the specimen to excite shear waves and two accelerometers which capture the waves’ arrival in two points. On one hand the difference between the two types of dynamic measurements and static measurements is discussed and on the other hand some relationships between the above mentioned approaches are given. KEY WORDS: triaxial test, small strain cyclic loading, shear wave velocity, accelerometer, bender element, shear modulus
INTRODUCTION A well know fact is that the ground deformation in every day working condition is usually less than 0.1% strain. In soil mechanics a normal assumption is that the ground consists of a continuum and that its behavior is linear and recoverable within very small strain range i.e. less than 10-3%. Therefore „elastic“ deformation properties of soil such as Young's modulus and maximum shear modulus play important role in civil engineering design. In order to obtain these paramaters through in-situ tests it is common to use corsshole logging, down hole and suspension sonde methods while as laboratory tests to evaluate these properties resonant column, torsional shear and triaxial tests as well as bender elements are commonly used.
198
In this study Toyoura sand and Sofia sand having various dry densities have been subjected to cyclic triaxial tests. Relatively very small unloading-reloading cycles have been applied at several stress states and strains have been measured locally by means of local deformation transducers [LDTs] at the side surface of the specimen. This method is called „static“ herein. For the „dynamic“ measurement two types of wave propagation teqniques have been adopted. One is using bender elements and the other is composed of trigger-elements which trasmit shear wave and two ceramic accelerometers which receive the shear wave. Based on these „static“ and „dynamic“ measurements elastic moduli of soil are compared with each other focusing on the following topics: 1) the difference between the two types of dynamic measurements and 2) the relations between dynamic and static measurement results. TESTED MATERIAL, EQUIPMENT AND TEST PROCEDURES Specimen preparation and apparatus All laboratory tests have been performed at the Geotechnical Laboratory of the University of Tokyo (Institute of Industrial Science – Komaba Campus) [8]. Basic physical and mechanical properties are obtained by convetional tests. More sophisticated to determine parameters of soil (elastic moduli) have been evaluated by means of custom eqiupped triaxial apparatus (Fig. 1). Table 1 and Table 2 summurize the performed tests. Fifteen cyclic triaxial tests with shear wave velocity measurment in total have been performed at various confining stress and relative density. The main purpose of the tests is to evaluate the different methods for obtaining of the Young's modulus and maximum shear modulus of soil and to make a comparison between them. Table 1 Test list for Sofia sand
Test List Test № Test 103 Test 104 Test 105 Test 106 Test 107 Test 109 Test 110 Test 111 Test 112
Material
σ' c [kPa]
Sofia Sand
100 50 100 100 50 100 100 100 100
D r [%] 70 70 70 90 90 90 90 90 90
199
Table 2 Test list for Toyoura sand
Test List Test № Test 100 Test 101 Test 102 Test 114 Test 115 Test 116
Material
Japanese Toyoura Sand
σ' c [kPa] 80 100 50 100 100 100
D r [%] 50 50 50 50 50 50
Fig. 1 Sophisticated triaxial apparatus (Geotechnical Laboratory of “Komaba” Campus of The University of Tokyo – Institute of Industrial Science)
Two types of material have been tested: one is typical Bulgarian sand from Sofia plateau (called “Sofia sand” herein) and the other is well studied over the years soil (reference material in many papers) – Japanese sand from Yamaguchi prefecture (called “Toyoura sand” herein).
200
Sofia sand is beige yellowish soil from Lozenetz region which dominant minerals are: amphibole, epidote minerals, titanite, zircon, tourmaline and rutile (Fig. 2) – [1]. Its physical and mechanical properties are shown on Table 3 and its grain size distribution is shown on Fig. 4.
Fig. 2 Photograph of Sofia sand Table 3 Physical and mechanical properties of Sofia sand Specific density
Dry density
ρs
ρd
[g/cm3] 2.68
[g/cm ] 1.40
3
Void ratio
Maximum void ratio
Minimum void ratio
e
e max
e min
Dr
Mean particle diameter D 50
[-] 0.918
[-] 1.390
[-] 0.866
[%] 90
[mm] 0.22
Relative density
FC
Coefficient of uniformity CU
Angle of shearing resistance ϕ
[%] 4.24
[-] 2.19
[ ] 38.46
Fines content
о
Toyoura sand is obtained from the Toyoura beach in Yamaguchi prefecture (Japan) and consists mostly of quartz (over 85÷90%) and limestone, mica and other materials (Fig. 3). This material is uniformly graded (with almost no particles with diameter less than 75 µm) and with round particles. Toyoura sand is a widespread material for testing especially in Japanese laboratories. It has been well studied during the last few decades and has become a reference (standard) material. The physical and mechanical properties of this kind of sand are shown in Table 4 and its size distribution is presented in Fig. 4.
Fig. 3 Photograph of Toyoura sand
201
Table 4 Physical and mechanical properties of Toyoura sand
ρs
ρd
e
e max
e min
Dr
Mean particle diameter D 50
[g/cm3] 2.65
[g/cm3] 1.47
[-] 0.801
[-] 0.989
[-] 0.613
[%] 50
[mm] 0.21
Specific density
Dry density
Void ratio
Maximum void ratio
Minimum void ratio
Relative density
FC
Coefficient of uniformity CU
Angle of shearing resistance ϕ
[%] 0.19
[-] 1.20
[ ] 36.87
Fines content
о
100
Test 01
a)
Test 02
90 80
Cumulative passing, [%]
70 60 50 40 30 20 10
0.001
0.010
0.100
Grain size, d [mm]
1.000
0 10.000 100 90 80
Cumulative passing, [%]
70 60 50 40 30 20 10
0.001
0.010
0.100
Grain size, d [mm]
1.000
0 10.000
Fig. 4 Grain size distribution curves of: a) Sofia sand; b) Toyoura sand
The standards JGS 0541-2009, JGS 0542-2009 and ASTM-D3999-11 have been followed for the performance of the cyclic loading triaxial tests and the interpretation of the results from them. Due to the used material is sandy soil (cohesionless) the air pluviation technique [7] has been adopted for the specimen preparation. Through slow pluviation it is possible to create a very uniform specimen of dry poorly graded coarse-grained soils. In the air pluviation method the material is placed in a container in this case a mold of 75 mm in diameter and 150 mm in height at a specific vertical distance (depending on the relative density which is aimed) above the specimen surface. The feed door is opened and the material is allowed to rain down in a slow constant stream. The hopper is continuously traversed across the specimen depositing a thin layer of material with each
b)
202
pass. The process is continued until the specimen mold is overfilled by about 1 cm. The top surface is formed with a straight edge and after that the specimen is ready for testing. For the triaxial apparatus employed in this study an AC servo-motor has been used in the loading system so that very small unloading-reloading cycles (cycling loading) under stress control could be applied accurately to the specimen in vertical direction. In order to measure the vertical stress, σ1, a load cell is located just above the top cap inside the triaxial cell in order to eliminate the effects of piston friction. The vertical strain, ε1, has been measured not only with external displacement transducer (EDT) but also with a pair of vertical local deformation transducers (LDTs) located on opposite sides of the specimen. The horizontal stress, σ3, has been applied through the air in the cell which has been measured with high capacity differential pressure transducer (HCDPT). The total stress in the specimen during the triaxial tests and the corresponding strain are given as follows (Fig. 5): (1) σ 3 = σ c – radial (confining) stress (minimal principal stress), σ= σ c + ( Fa / Aspecimen ) – axial (vertical) stress – (maximum principal stress), (2) a 1 σ=
ε 3 = ε c – radial (horizontal) strain; ε1 = ε a – axial (vertical) strain; where: Fa – axial (vertical) force, Aspecimen – area of the cross section of the specimen σ dev= q= σ 1 − σ 3 – stress deviator,
(3) (4)
(5)
The corresponding effective stress which consider pore pressure are determined as follows:
σ= c ' σ c − u – effective radial stress, 3 ' σ= σ= 1 ' σ= а ' σ а − u – effective axial stress, where: u – pore pressure, = p'
σ 1 '+ σ 2 '+ σ 2 '
= 3
σ1 '+ 2σ 3 '
= 3
σ a '+ 2σ c ' 3
(6) (7)
– mean effective stress,
(8)
203
Fig. 5 Schematic overview of triaxial cyclic test of soil specimen
The testing procedure starts at σ’c = 30kPa. After saturation of the sample by means of double vacuum [4] a back pressure, PBP, of 200 kPa has been applied in the specimen in order to reach full saturation (Skempton’s B-value should be larger than 0.96 – [10]). Meanwhile the cell pressure is increased up to 230 kPa so that σ’c = 30kPa is kept.
Fig. 6 Test loading sequence for elastic moduli determination of soil (σ’c = 100 kPa)
For the sake of reaching σ’c = 100kPa of isotropic consolidation the stress has been increased in three consequential steps (50 kPa, 80 kPa and 100 kPa). The stress has been kept constant for 30 minutes in each step so that the deformations could cease. During this stage of the test the shear wave velocity, Vs, has been obtained for various values of σ’c as well. When the final isotropic consolidation phase is reached at σ’c = 100 kPa the stress has been kept constant until the vertical (axial) strains due to volume change cease. In the final stage cyclic loading in undrained conditions consisting of 10 cycles has been applied.
204
The amplitude of the applied deviator stress, σdev, generates axial strain, εa, of about 10-6 which is in the elastic range of the soil behavior. The whole procedure of the cyclic triaxial tests which have been performed are schematically shown in Fig. 6. Dynamic measurements using trigger elements-accelerometers method In order to generate shear waves a special type of source called „trigger elements“ has been employed (Fig. 7). The trigger elements are composed of multi-layered piezoelectric actuator made of ceramics (dimensions 10 mm x 10 mm x 20 mm, mass of 35 g and natural frequency of 69 kHz) and U-shaped thick steel bar to provide reaction force. Trigger elements have been used in pairs in order to apply large excitation equally. In the sake of receivng dynamic waves piezelectric accelrometers (cylindrical in shape with diameter of 3.6 mm, height of 3 mm, mass of 0.16 g and natural frequency of 60 kHz) as shown in Fig. have been used (glued on the side surface of the specimen at two different heights).
Fig. 7 Measurement of shear waves by means of trigger-elements/accelerometers method
Dynamic measurements using bender elements method Bender elements are small piezo-electrical transducers which either bend as an applied voltage is changed or generate a voltage as they are bent. For the case of this study two bender elements have been glued on each side of the specimen so that shear waves could be transmitted and received in the cross section of the sample. There have been two ways for inducing shear waves in the cross section as it could be seen in Fig. 8. In the first the wave could be propagated perpendicularly through the cross section and the second parallely through the cross section.
205
Fig. 8 Measurement of shear waves by means of bender elements method
A schematic figure of how all the equipment has been set on the specimen is shown on Fig. . Recording techniques of dynamic waves A digital oscilloscope has been employed for recording of electrical outputs from accelerometers and bender elements with an interval of 10-6 sec (Fig. 9). To obtain clear signals a stacking (averaging) technique wich has been originally installed in the oscilloscope and has been introduced instead of using filtering methods. The number of stacking which has been adopted is 256 with the bender elements and 128 with the accelerometers. Testing procedures A flow chart of the procedures for each measurement is shown in Fig. 10. Each specimen has been kept under saturated condition and subjected to isotropic consolidation. After the effective stress in the specimen, σ’c, has reached 30 kPa, 50 kPa, 80 kPa and 100 kPa „dynamic“ measurements have been conducted. „Static“ measurements have been conducted only at the final stage of consolidation.
206
Trigger element for S-waves transmission Accelerometer Top cap Specimen
Oscilloscope
Metal block
Accelerometer Bender element (Receiver)
Amplifier LDT Pedestal
Bender element
Input data from LDT, EDT, Load cell, HCDPT and LCDPT
Function generator
Result analysis
Metal block
Fig. 9 Schematic overview of a soil specimen and location of the used equipment
Fig. 10 Flow chart for determination of elastic moduli of soil by static and dynamic measurements
EVALUATION PROCEDURES OF STATIC AND DYNAMIC MODULI Evaluating elastic modulus Typical stress-strain relation during relatively small vertical unloading-reloading cycle is shown in Fig. 11. At each stress state the stress-strain relation has been fitted by a linear function and the small-strain Young’s modulus has been evaluated on the basis of its inclination.
207
Stress deviator, σdev [kPa]
2.0
5th loop
1.5
10th loop
1.0
5th loopp: σ,dev,min / ε,min
5th loop: σ,dev,max / ε,max 10th loop: σ,dev,max / ε,max
0.5
10th loop: σ,dev,min / ε,min MIN/MAX (5th loop)
0.0
MIN/MAX (10th loop)
-0.5
Linear (5th loop)
-1.0
Linear (10th loop) y = 1846x + 2.4872 y = 1708.4x + 4.1487 y = 1873x + 2.4994 y = 1800.3x + 4.3863
-1.5 -3.2E-03
-2.7E-03
-2.2E-03
-1.7E-03
-1.2E-03
-7.0E-04
-2.0E-04
3.0E-04
8.0E-04
Axial strain, εa [%]
Fig. 11 5th and 10th cycle of a cyclic triaxial test at small strain
The “static” Young’s modulus obtained from undrained cyclic loading tests for cycle i, Eu,cyclic,i, is defined as follows: 2σ dev,i σ dev,i ,max + σ dev,i ,min Еu= = , (9) ,cyclic ,i ε a ,i ε a ,i ,max + ε a ,i ,min where:
σdev,i,max – maximum deviator stress for cycle i, σdev,i,min – minimum deviator stress for cycle i, εa,i,max – maximum axial strain for cycle i, εa,i,min – minimum axial strain for cycle i. In order to set the final value of the “static” Young’s modulus the mean value of Eu,cyclic,5 and Eu,cyclic,10 is considered: Еu ,cyclic =
Еu ,cyclic ,5 + Еu ,cyclic ,10 2
,
(10)
As the Young’s modulus is already evaluated and the Poisson’s ratio of soil, ν, in undrained condition of 0.5 is adopted the shear modulus could be determined as follows: G= G=' u
12.
Eu ,cyclic Eu ,cyclic , = 2(1 + ν ) 3
(11)
Typical results of a triaxial cycling loading test (10 cycles) are presented on Fig.
1.3E-03
208
0.125
0.02
Pore pressure increment, ∆u/σc' [ - ]
Axial strain, εa [%]
0.03
0.01 0.00
-0.01 -0.02 -0.03
0
500
1 000
Time, [s]
1 500
0.075 0.050 0.025 0.000
-0.025
2 000
10
0
500
1 000
1 500
Time, [s]
2 000
10
8 6
Deviator stress, σdev [kPa]
Deviator stress, σdev [kPa]
0.100
4 2 0
-2
-4 -6 -8
-10 -3.E-02 -2.E-02 -1.E-02 0.E+00 1.E-02 2.E-02 3.E-02
Axial strain, εa [%]
8 6 4 2 0 -2 -4 -6 -8 -10
43
44
45
46
47
48
49
50
51
52
Mean effective stress, p' [kPa]
Fig. 12. Typical results from cyclic loading triaxial test
Travel time definitions The propagation of shear waves through the soil specimen has been used to study the elastic properties of soils. All the methods involve measuring arrival time of propagated wave from the source to the receiver transducer, and as the distance between transducers is known, wave velocity can be determined. In some cases shear waves are difficult to be identified due to near field effect, reflection and refraction of waves. These three factors make difficult to detect the accurate arrival point. There are a lot of methods to estimate the arrival time of waves, such as the cross-correlation method, time domain analysis, frequency domain approach, multiple reflections, wavelet analysis and variable path method. Two different techniques have been adopted for this study – both related to the time domain analysis – [3], [5] and [11]. One technique detects arrival time by visual pick and the other uses mathematical procedure (cross correlation) to match the first rise points of the signals. Both methods will be explained below. Time domain techniques are direct extraction of travel time based on the plots of the electrical signals versus time. The most commonly employed technique for detecting arrival time is a visual inspection of the received signal. Fig. 12 shows typical shear waveform in time domain series obtained on Toyoura sand. In Fig. 13 main points have been selected for analysis:
209
• A: First deflection – where the output signal starts. This zone is part of the disturbance generated by the primary waves; • B: Trough point – lowest peak before the starting of arrival of S-waves; • C: First point on zero base line – the inflection point of the part of the wave where shear wave starts (also called “rise point”); • D: First major peak – first peak of the shear wave. According to the reference points to consider in determining the arrival time the “first major peak to peak” approach has been adopted in the bender element method.
Fig. 13 Typical input and output signal of bender elements
The time lapse between major peaks in input and output signals is considered as the travel time. Point 1 on Fig. 14 is the first major peak of the input signal and Point 2’ or Point 2” (depending on the polarity of the bender elements) on the same figure is the first major peak of the received signal.
Fig. 14 Evaluation of time travel of shear waves by “first major peak to peak” approach – bender elements method
The “first major rise to rise” approach has been adopted for shear wave velocity evaluation in the trigger elements-accelerometers method – [2] and [9]. It is the most common approach used for detecting the arrival point in time domain. The time lapse
210
between the first major deflections of the two output signals from the accelerometers is considered as the travel time (Fig. 15). In order to mathematically obtain the inflection point (rise) a cross-correlation has been adopted – [12].
Fig. 15 Evaluation of time travel of shear waves by “first major rise to rise” approach – trigger elements/accelerometers method
TEST RESULTS Fig. 16 ÷ Fig. 18 show the results from nine tests which have been performed with Sofia sand specimens. Both “static” and “dynamic” measurements are presented. Elastic moduli of soil have been normalized by a void ratio function in order to make a correction of void ratio’s changes (changes of density) – [6]. Analogically the results from six tests which have been performed with Toyoura sand specimens are shown on Fig. 19 ÷ Fig. 21.
Normalized def. modulus, Emax,static /f(e) [MPa]
220 200 180
Test 104 Test 105 Test 106 Test 107
160 140 120 100 80
Effective stress, σc' [kPa] 20 Fig. 16 Sofia sand: normalized Young’s modulus determined by “static” method
200
211
Norrmallized shear modulus, Gmax,dyn /f(e) [MPa]
100
Test 103 Test 104 Test 105 Test 106 Test 107 Test 109 Test 110 Test 111 Test 112
90 80 70 60 50 40 30 20 10
Effective stress, σc' [kPa]
20
200
Fig. 17 Sofia sand: normalized maximum shear modulus determined by “dynamic” triggerelements/accelerometers method
[MPa]
Norrmallized shear modulus, Gmax,dyn /f(e)
100
Test 103 Test 104 Test 105 Test 106 Test 107 Test 109 Test 110 Test 111 Test 112
90 80 70 60 50 40 30 20 10
20
Effective stress, σc' [kPa]
200
Fig. 18 Sofia sand: normalized maximum shear modulus determined by “dynamic” bender elements method
212
180
Normalized def. modulus, Emax,static /f(e) [MPa]
Test 100
170
Test 101 Test 102
160 150 140 130 120 110
Effective stress, σc' [kPa]
20
200
Norrmallized shear modulus, Gmax,dyn /f(e) [MPa]
Fig. 19 Toyoura sand: normalized Young’s modulus determined by “static” method
110
Test 100
100
Test 101 Test 102
90
Test 114
80
Test 115 Test 116
70 60 50 40 30 20
20
Effective stress, σc' [kPa]
Fig. 20 Toyoura sand: normalized maximum shear modulus determined by “dynamic” triggerelements/accelerometers method
200
213
Norrmallized shear modulus, Gmax,dyn /f(e) [MPa]
110
Test 100
100
Test 101 Test 102
90
Test 114
80
Test 115 Test 116
70 60 50 40 30 20
20
Effective stress, σc' [kPa]
200
Fig. 21 Toyoura sand: normalized maximum shear modulus determined by “dynamic” bender elements method
CONCLUSION The following conclusions could be drawn from the results presented in this study. 1. 2.
Dynamic measurement results in terms of elastic moduli based on shear wave velocity using two independent methods have shown good agreement to each other; Dynamic Young’s moduli based on shear wave velocity are larger than those by static measurement;
Acknowledgment Thanks to detailed explanations provided by Miyashita-san and Geinfranco Villalta at Institute of Industrial Science (Komaba Campus of University of Tokyo) the installation and use of all equipment employed in the present study has been made possible. The author Nikolay Milev would like to express deep gratitude to Prof. Junichi Koseki from the University of Tokyo for the help during his research at the Geotechnical Laboratory. REFERENCES [1] Angelova, D., M. Yaneva, 1998. New data for the lithograph of neogene in the Sofia plateau. Magazine of Bulgarian Geotechnical Society, 59(2), pp. 37-40 [2] AnhDan, L., J. Koseki, T. Sato, 2002. Comparison of Young's Moduli of Dence Sand and Gravel Measured by Dynamic and Static Methods. Geotechnical Testing Journal, 25(4), pp. 349-368.
214
[3] Arulnathan, R., R. Boulanger, F. Riemer, 1998. Analysis of Bender Element Tests. Geotechnical Testing Journal, 21(2), pp. 120-131. [4] Chiaro, G., 2010. Deformation properties of sand with initial static shear in undrained cyclic torsional shear tests and their modeling. Tokyo: Department of Civil Engineering, University of Tokyo. [5] Clayton, C. R. I., M. Theron, I. Best, 2004. The Measurement of vertical shear wave velocity using side-mounted bender elements in the triaxial apparatus. Geotechnique, 54(7), pp. 495-498. [6] Hardin, B. O., F. E. Richart, 1963. Elastic wave velocities in granular soils. Soil Mechanics and Foundations, 89(1), pp. 33-65. [7] Hong Nam, N., 2004. Locally measured deformation properties of Toyoura sand in cyclic triaxial and torsional loadings and their modeling, PhD Thesis. Tokyo: Department of Civil Engineering, The University of Tokyo. [8] Milev, N., 2016. Soil structure interaction – PhD Thesis (in Bulgarian). Sofia: UACEG. [9] Tanaka Y., K. Kudo, K. Nishi, T. Okamoto, T. Kataoka, T. Ueshima, 2000. Small strain characteristics of soils in Hualien, Taiwan. Soils and Foundations, 40(3), p. 111–125. [10] Towhata, I., 2008. Geotechnical Earthquake Engineering. Berlin: Springer. [11] Viggiani, G., J. Atkinson, 1995. Interpretation of Bender Element Tests. Geotechnique, 45(1), pp. 149-154. [12] Villalta, G., 2015. Change of Shear wave velocities induced by repeated liquefaction. Tokyo: Department of Civil Engineering, University of Tokyo.
215 UDC: 624.131.3 Stručni članak
IMPLEMENTATION OF A MACROELEMENT FOR CONSIDERATION OF THE SOILSTRUCTURE INTERACTION EFFECT IN NONLINEAR SEISMIC ANALYSIS IN COMMERCIAL SOFTWARE Nikolay Milev Yoda Ltd., Office 2 & 3, Parter, 10 Kupenite Str., Pavlovo, Sofia 1618, Bulgaria;
[email protected]
ABSTRACT The implementation of a macroelement for consideration of the soil-structure interaction effect in nonlinear seismic analysis in commercial software is presented. The aim of the paper is to give structural designers a simplified approach for taking into account the soil conditions in the analysis of the superstructure. Results from numerical analysis of an example building with RC structure in commercial software are also presented. They show that the underestimation of the soil conditions and the development of only fixed models in every day structural design could lead in some cases to dangerous and unexpected consequences. KEY WORDS: macromodel, fiber element, soil structure interaction, liquefaction, stiffness degradation of soil
INTRODUCTION The presented in this paper application of a fiber macroelement in commercial software is based on a prototype building presented in [5]. The building consists of a frame structure with two reinforced concrete walls in transverse direction. The foundation structure is formed by spread footings beneath the columns which are combined by foundation beams. Two additional strip footings are considered beneath the reinforced concrete walls. A spatial view and section of the building as well as a formwork plan of the foundations are given in Fig. 1 ÷ Fig 3.
216
Fig. 1 Spatial view of the prototype structure [5]
Fig. 2 Section of the prototype structure [5]
217
Fig. 3 Formwork plan of the foundation structure of the prototype structure [5]
Two numerical models which differ from each other by the soil conditions which are considered below the foundation structure have been developed independently. One has adopted the laboratory obtained soil parameters of cohesionless soil (Sofia sand) [7], Table 1 , and the other is based on cohesive soil with typical parameters of Sofia clay (Table 2). Table 1 Experimentally evaluated parameters for saturated Sofia sand [7] Specific density
ρs
Dry density
ρd 3
[g/cm ] 2.68
3
[g/cm ] 1.40
Relative density
Mean particle Coefficient of Fines content diameter uniformity
Angle of shearing resistance
Void ratio
Maximum void ratio
Minimum void ration
e
e max
e min
Dr
D 50
FC
CU
ϕ
[-] 0.918
[-] 1.390
[-] 0.866
[%] 90
[mm] 0.22
[%] 4.24
[-] 2.19
[ ] 38.46
Table 2 Parameters adopted for Sofia clay Natural density
Cohesion
Angle of shearing resistance
Undrained strength
Initial shear modulus
ρn
c' d
ϕ'd
c u,d
G max
[-] 18.30
о
[kPa] 105
[MPa] 30
3
[g/cm ] 1.88
[ ] 17.80
о
218
The strip foundations below the reinforced concrete walls have width, B, of 3.0 m, length, L, of 8.5 m and height, hf, of 0.50 m. A 3.0 m embedment depth, Df, of the whole foundation structure has been set. The vertical design load at the base of each strip footing is 3 652 kN. The bearing capacity of the strip footings under only vertical loading, Rv,d, has been estimated as well – 46 798 kN for the case of sand and 8 440 kN for the case of clay. f , for both types of soil is estimated as 12.81 and 2.31 Hence the safety factor, N = Rv,d / N Ed respectively.
NUMERICAL MODELLING Three spatial numerical models of the structure have been developed in commercial software (ETABS 2015 – v. 2.2) [1] for cohesive and cohesionless soil conditions (Sofia sand and Sofia clay). The first model treats Sofia sand as elastic material and the second one considers its elastic-plastic behavior. The third model has been developed in order to capture the elastic-plastic behavior of Sofia clay. Plastic hinges have been defined in the frame joints of the superstructure in order to take into consideration its nonlinearity during seismic action. The reinforcement of the columns and beams has been adopted according to [5]. Fig. 4 represents a spatial view of the numerical models. The interaction between the structure and the soil beneath the reinforced concrete walls is represented nonlinearly by means of a fiber macroelement (for the case of the numerical models which consider cohesive and cohesionless soil conditions) and linearly by bed of springs (only for the case of the numerical model which considers cohesive soil conditions). The bed of springs’ stiffness is evaluated according to FEMA 356 [3] and its value in the end zones along the longitudinal direction of the strip footing [min(Bx;By)/6 = 0.5 m] has been increased. The following bed of springs stiffness has been estimated: kend = 656 500 kN/m/m in the end zones and kmid = 70 100 kN/m/m in the middle zone. The springs themselves have been defined as compression only springs in order to capture the foundation uplifting phenomena in the analysis. The soil beneath each of the column’s spread footings has been represented by two orthogonal horizontal springs and one vertical spring according to [4]. Depending on the soil conditions and spread footings’ dimensions the following values have been estimated: Kz(2.1x2.1m) = 718 000 kN/m, Kz(2.6x2.6m) = 830 000 kN/m and Kz(3.0x3.0m) = 919 000 kN/m for the numerical models based on Sofia sand and Kz(2.1x2.1m) = 445 000 kN/m, Kz(2.6x2.6m) = 514 000 kN/m and Kz(3.0x3.0m) = 570 000 kN/m for numerical model based on Sofia clay.
219
a)
b)
Fig. 4 Spatial model in ETABS: a) elastically supported (compression springs according to FEMA 356); b) fiber elements
The idealization of the prototype structure has been performed by means of the library built-in elements of ETABS 2015 (v. 2.2) – Fig.4: frame elements for the columns and beams, shell elements for the walls and slabs, plastic hinges for the frame joints of the superstructure and springs for the bottom end of the vertical structural elements.
Fig. 5 Schematic representation of rocking foundations by means of macroelements in ETABS
220
On the one hand the reinforced concrete walls which have been represented by shell elements transfer the seismic effect to the soil through a rigid plate. On the other hand the soil and the strip footings are represented by fiber elements which height is the affected zone beneath the foundations in seismic design combination – Ha. The fiber element has constant dimensions of the cross section through its whole height. The area of the cross section is the mean value of the cross section’s area immediately beneath the foundation (strip footing’s area) and the cross section’s area at the bottom end of the affected zone – in other words an addition of Ha/2 to each strip foundation side forms the perimeter of the fiber element (Fig. 5). The backbone curve of the material (soil) has been obtained by means of the procedure given in [6] and [7]. The procedure for defining the soil fiber element in ETABS 2015 as well as the fiber distribution in the cross section are shown in Fig.6. Each fiber is characterized by its coordinates, material type and area (Afiber = 690 000 cm2).
Fig. 6 Defining of a fiber macroelement in ETABS and distribution of fibers in plan
A spatial view of the numerical model of the prototype structure is shown in Fig.7.
221
Fig. 7 Spatial view of the prototype structure in ETABS
The behavior of the prototype structure during seismic excitation has been studied by nonlinear time-history analysis. The implemented accelerogram (North-South record) is taken from the El Centro earthquake from 1940 (PGA = 3.4 m/s2 = 0.34g). The dynamic excitation is defined along global axis Y only – the direction of the reinforced concrete walls. The record has been scaled gradually in increasing sense for different values of the peak ground acceleration – PGA. The main purpose to do so is to study the prototype structure performance during seismic action of various magnitude. The adopted accelerogram (North-South record) from the El Centro earthquake is shown in Fig. 8. 4
ag,[m/s2]
3 2 1 0 -1
0
5
10
15
20
25
-2 -3
T, [s]
Fig. 8 Accelerogram (North-South) from the El Centro earthquake (1940) (PGA = 3.4 m/s2) used in the nonlinear time-history analysis
RESULTS AND DISCUSSION At first the seismic performance of the prototype structure taking into consideration the interaction with cohesionless soil with significant pore pressure building during cyclic loading (Sofia sand) has been studied. The results (Fig. 9 and Fig. 10) show that the soil behaves linearly up to PGA = 0.20g and at PGA = 0.30g its bearing capacity is mobilized.
222
The moment-rotation relation of the fiber element as well as the stress-strain relation of the most severely loaded (outermost) fiber (Fiber 1 – Fig. 6) for various values of PGA are shown on Fig. 11. b)
a)
Fig. 9 Model with Sofia sand soil conditions: section of the prototype structure under seismic excitation of: a) PGA = 0.20g; b) PGA = 0.30g 20000
10000
b)
15000
a)
Moment, М [kNm]
Moment, М [kNm]
15000
5000 0 -5000
10000 5000 0 -5000 -10000
-10000 -15000 -1.E-04
-15000
-8.E-05
-6.E-05
-4.E-05
-2.E-05
0.E+00
2.E-05
Rotation, θ [rad]
4.E-05
6.E-05
8.E-05
-20000 -8.E-04
-6.E-04
-4.E-04
-2.E-04
0.E+00
2.E-04
4.E-04
6.E-04
8.E-04
Rotation, θ [rad]
Fig. 10 Sofia sand: “Moment-Rotation” relation in time in the fiber element for: a) PGA = 0.20g; b) PGA = 0.30g
The performance of the superstructure remains elastic during the whole loading range up to PGA = 0.30g (Fig. 12). Oversimplification or total ignoring of the interaction between soil and structure in seismic analysis of buildings is a common approach of structural designers. The results from the analysis are usually obtained from the premise that the model is fixed at the base of the structure which underestimates the fact that under some conditions the soil fails way before the seismic energy dissipating structural elements (shear walls or frame beams and columns). This concept could lead to totally false understanding of the overall performance of the soil – foundation – superstructure system during design seismic excitation.
223
Backbone curve
Backbone curve
a)
180
80
-20 -1.00E-04
b)
Time-history of Fiber 1
Stress, q [kPa]
Stress, q [kPa]
Time-history of Fiber 1
180
80
0.00E+00
1.00E-04
Axial strain, ε [ - ]
2.00E-04
3.00E-04
-20 -1.00E-04
1.00E-04
3.00E-04
5.00E-04
7.00E-04
9.00E-04
1.10E-03
1.30E-03
1.50E-03
Axial strain, ε [ - ]
Fig. 11 Sofia sand: “Stress-Strain” relation in time in Fiber 1 of the element for: a) PGA = 0.20g; b) PGA = 0.30g a)
b)
Fig. 12 Sofia sand: “Moment-Rotation” relation in time in “Column-Beam” joint of the frame RC structure of the prototype structure for PGA = 0.30g: a) beam G8; b) column C4
Such phenomenon is demonstrated in the nonlinear analysis by taking into account the soil conditions’ influence on the superstructure. The soil – foundation system is represented simultaneously by fiber macroelements and a bed of springs (Fig. 13). a)
b)
c)
Fig. 13 Section showing the response of the prototype structure for PGA = 0.30g for various types of models and soil conditions: a) Sofia sand: macroelement fiber model; б) Sofia sand: elastically supported (spring) model according to FEMA 356; c) Sofia clay: macroelement fiber model
224
The results from the seismic analysis (Fig. 13) show that the fixed value of PGA (0.30g) for various soil conditions and various approaches for consideration of the soil – structure interaction leads to significantly different response of the soil – shallow foundation – superstructure system. Although the safety factor in static condition, N, has a considerably higher value for spread footings in saturated Sofia sand (N = 12.81) compared to the one of spread footings in Sofia clay (N = 2.31) the overall response of the system in the latter soil conditions is more favorable. This conclusion confirms the statement that saturated cohesionless soils with significant pore pressure building during cyclic loading are vulnerable during major earthquakes. In contrast with the fiber macroelement model the elastically supported (springs) model with Sofia sand soil conditions is not capable of capturing the stiffness degradation (liquefaction) of soil. Fig. 14 shows a comparison of the displacement time-history of a point at the top of the superstructure. The diagram confirms the statement that different soil conditions and different type of models lead to different behavior of the superstructure. Larger displacements are observed in the elastically supported (spring) model.
Displacement at the top, d [mm]
15
Bed of springs according to FEMA 356 Sofia sand Clay
10 5 0 -5 -10 -15
0
2
4
6
8
Time, Т [s]
10
12
14
16
Fig. 14 Displacement history in time at the top of the prototype structure for PGA = 0.30g for various types of models and soil conditions
As it could be seen in Fig. 15 the energy time-history for PGA = 0.30 differs mostly in terms of nonlinear hysteresis energy. The energy is observed to be more in Sofia sand soil conditions than in Sofia clay soil conditions.
225
a)
b)
Fig. 15 Energy history in time in the prototype structure for PGA = 0.30g: a) Sofia sand; b) Sofia clay
Fig. 16 Settlement due to soil failure – Kocaeli (Turkey) earthquake (1999)
From historical point of view the problem with cohesionless soil with significant pore pressure building during cyclic loading is well known. Fig.16 shows a photograph of building after the Kocaeli (Turkey) earthquake from 1999. Its superstructure is unharmed but a considerable settlement is observed in the foundations probably due to liquefaction. Therefore the macroelement fiber model is an approach which partially but with satisfactory accuracy captures the stiffness degradation of soil phenomena in numerical analysis. It would be far more complicated and time consuming to develop a FEM model in professional software (such as ABAQUS and ANSYS) which is capable of taking into account such soil-structure interaction effect. In order to demonstrate the importance of the soil conditions (captured by the input backbone curve) the results from a macroelement fiber model with clay has been presented (Fig. 17).
226
a)
b)
Fig. 17 Sofia clay: response of the prototype structure for PGA = 1.5g: a) spatial view; b) section
The results show that in such soil conditions the system formally yields at PGA = 0.90g and fails at PGA = 1.50g. Relatively high values of PGA (such as 0.90g and 1.50g) show significant difference between the structural behavior simulated by a fiber macroelement model and an elastically supported model (Fig. 18).
Displacement at the top, d [mm]
300
Bed of springs according to FEMA 356 Clay
200 100 0 -100 -200 -300
0
2
4
6
8
Time, Т [s]
10
12
14
16
Fig. 18 Sofia clay: displacement history at the top of the prototype structure for PGA = 1.5g for various types of models
The moment-rotation relation in the fiber macroelement (Fig. 19) as well as the stress-strain relation in the side (most loaded Fiber 1 – Fig. 6) for various values of PGA (Fig. 20) are shown.
227
Unlike in the macroelement fiber model developed on the basis of Sofia sand soil conditions in the one developed on the basis of Sofia clay soil conditions the superstructure’s behavior is with guiding importance. This is demonstrated by the occurrence of plastic hinges in the frame joints at values of PGA larger than 0.90g. At PGA = 1.50g a roughly simultaneous failure of column C4 and soil is observed (Fig. 21).
15000
30000
a) Moment, М [kNm]
5000 0 -5000
b)
20000 10000 0 -10000
-10000
-20000
-15000 -20000 -4.E-04
-3.E-04
-2.E-04
-1.E-04
0.E+00
1.E-04
2.E-04
-30000 -1.E-02
3.E-04
-8.E-03
-6.E-03
-4.E-03
-2.E-03
Rotation, θ [rad]
0.E+00
2.E-03
4.E-03
6.E-03
8.E-03
Rotation, θ [rad]
Fig. 19 Sofia clay: “Moment-Rotation” relation in time in the fiber element for: a) PGA = 0.30g; b) PGA = 1.50g
650 550
650
Backbone curve
550
Time-history of Fiber 1
450
Stress, q [kPa]
Stress, q [kPa]
Moment, М [kNm]
10000
a)
350 250
b)
Time-history of Fiber 1
450 350 250 150
150
50
50 -50 -5.00E-04
Backbone curve
0.00E+00
5.00E-04
Axial strain, ε [ - ]
1.00E-03
1.50E-03
-50 -1.05E-03
-5.50E-04
-5.00E-05
4.50E-04
9.50E-04
1.45E-03
1.95E-03
Axial strain, ε [ - ]
Fig. 20 Sofia clay: “Stress-Strain” relation in time in Fiber 1 of the element for: a) PGA = 0.30g; b) PGA = 1.50g
228
a)
b)
Fig. 21 Sofia clay: “Moment-Rotation” relation in time in “Column-Beam” joint of the frame RC structure of the prototype structure for PGA = 1.50g: a) beam G8; b) column C4
CONCLUSION Almost everything which has been outlined in this paper supports the statement that in some cases the consideration of the soil conditions in seismic numerical analysis is significantly important and its underestimation leads to misunderstanding of the actual structural behavior. The presented macroelement fiber model is a practically appropriate approach for this purpose. REFERENCES [1] Computers and Structures Inc, 2015. ETABS Structural Software for Building Analysis and Design. Berkeley, California: CSI. [2] European Committee for Standardization, 2004. Eurocode 8: Design provisions for earthquake resistance of structures - Part 5: Foundations, retaining structures and geotechnical aspects. Brussels [3] Federal Emergency Management Agency, 2000. Prestandard and Commentary for the Seismic Rehabilitation of Buildings – FEMA 356. s.l.: Washington D.C. [4] Gazetas, G., R. Dobry, J. L. Tassoulas, 1985. Vertical response of arbitrarily shaped embedded foundations. Proc. ASCE Jnl. Geotech. Eng, 111(6), p. 750-771. [5] Milev, Y., 2012. Eurocode 8 – Seismic design of RC structures (Part I) (in Bulgarian). Sofia: Chamber of Engineers in the Investment Design. [6] Milev, N., 2016. A macroelement for consideration of the soil – shallow foundation – superstructure interaction effect in nonlinear seismic analysis. Fifth International Conference on Earthquake Engineering and Engineering Seismology (EEES). Novi Sad, Serbia. [7] Milev, N., 2016. Soil structure interaction – PhD Thesis (in Bulgarian). Sofia: UACEG.
229 UDC: 624.131.3(497.11) Stručni članak
GEOTEHNIČKA KONTROLNA ISPITIVANJA NASIPA NA LOKACIJI OBJEKTA ROBNE KUĆE IKEA U BEOGRADU Milan Bogdanović*, Miloš Stevanović*, Snežana Bogdanović**, Irena Basarić ** * TPA d.o.o., Antifašističke borbe 13a, Beograd,
[email protected] ** Univerzitet u Beogradu, Rudarsko-geološki fakultet, Đušina 7, Beograd REZIME Robna kuća IKEA u Beogradu predstavlja jedan od većih objekata građenih u poslednje dve decenije u Srbiji. Za potrebe izgradnje objekta u skladu sa tehničkim specifikacijama obavljena su vrlo obimna kontrolna geotehnička ispitivanja. U radu je dat detaljan prikaz rezultata kontrole kvaliteta materijala i tekućih terenskih ispitivanja u procesu izgradnje nasipa. Geotehničkim kontrolnim ispitivanjima blagovremeno su otkrivane promene materijala u pogledu granulometrijskog sastava, čistoće, sadržaja štetnih materija i nosivih karakteristika. Na osnovu prikazanih rezultata definisane su međusobne zavisnosti parametara dobijenih različitim ispitivanjima. KLJUČNE REČI: kontrola kvaliteta, terenska ispitivanja, međusobne zavisnosti parametara
GEOTECHNICAL CONTROL TESTS OF THE EMBANKMENT AT THE LOCATION OF IKEA STORE IN BELGRADE ABSTRACT IKEA department store in Belgrade is one of the largest structures built in the last two decades in Serbia. For the purpose of the facility construction in accordance with the technical specifications, large number of control Geotechnical tests were performed. The paper presents a detailed overview of the results of material quality control and field tests performed during the embankment construction. Material changes in terms of particle size distribution, purity, harmful substances content and bearing capacity characteristics were determined by geotechnical control tests. Based on the presented results, the correlations of parameters obtained by different tests are defined. KEY WORDS: quality control, field tests, correlations of parameters
230
UVOD Za potrebe izgradnje Robne kuće IKEA u Beogradu izveden je nasip površine preko 1 hektara i prosečne visine 2,5 m. Isti je izveden u slojevima maksimalne debljine 0,5 m. Nasip je predstavljao tehnički vrlo zahtevnu konstrukciju koja je tokom čitavog procesa izgradnje, a posebno izvođenja zahtevala stalno kontrolisanje. Kako je izveden od prirodnog materijala (pesak) zadatak kontrolisanja je bio daleko složeniji i kompleksniji. Tehničkim uslovima od strane projektanta bili su propisani: način ugradnje materijala, način ispitivanja svojstava materijala i definisani kriterijumi za ocenu kvaliteta materijala. Detaljan program geotehničke kontrole kvaliteta predstavljao je ključni korak u postupku kontrolisanja. Isti je omogućio razradu tehničkih uslova i formiranje detaljnog plana osiguranja kvaliteta. Sva kontrolna geotehnička ispitivanja su obavljena u organizaciji tima TPA za obezbeđenje kvaliteta i inovacije d.o.o. iz Beograda. VRSTE I OBIM IZVRŠENIH KONTROLNIH GEOTEHNIČKIH ISPITIVANJA Za potrebe izgradnje nasipa, u skladu sa tehničkim uslovima za objekt Robne kuće IKEA u Beogradu izvršena su kontinualna kontrolna geotehnička ispitivanja i obuhvatala su: - Tekuću kontrolu kvaliteta i ugrađivanja materijala - Tekuća terenska ispitivanja - Izradu dokumentacije o sprovedenoj kontroli kvaliteta. Vrste i obim kontrolnih geotehničkih ispitivanja izvedenih za svaki sloj nasipa prikazani su u Tabeli 1.
Red бр.
1. 2. 3. 4. 5. 6.
Tabela 1. Vrste i obim geotehničkih kontrolnih ispitivanja nasipa Table 1. Type and number of geotecnical control tests of the embankment IZVEDENO VRSTE KONTROLNIH GEOTEHNIČKIH Slojevi nasipa ISPITIVANJA Sloj Sloj Sloj Sloj 1 2 3 4 Tekuća kontrola kvaliteta materijala Određivanje granulometrijskog sastava - metoda 82 46 45 27 prosejavanja Određivanje sadržaja vode sušenjem u ventilisanoj 88 46 45 27 sušnici Određivanje odnosa vlažnosti i suve zapreminske 30 11 8 4 mase tla - Zbijanje po Proktoru Tekuća terenska ispitivanja Određivanje zapreminske mase materijala tla sa 97 94 69 65 porama metodom cilindra poznate zapremine Određivanje modula deformacije pomoću 79 36 73 96 opterećenja kružnom pločom - Ev1-Ev2 Određivanje modula stišljivosti metodom 7 94 2 kružne ploče - Ms
Sloj 5 10 10 3 31 42 -
231
PRIKAZ REZULTATA I MEĐUSOBNE ZAVISNOSTI PARAMETARA Kontrola kvaliteta materijala i tekuća terenska ispitivanja, tokom izgradnje slojeva nasipa, posmatrana su kroz njihovu ulogu u konstrukciji nasipa radi obezbeđenja statičke stabilnosti i trajnosti objekta u celini. Pošto je sloj nasipa (pesak) ugrađen i zbijen, uzimani su, u zavisnosti od površine sloja, uzorci za laboratorijska ispitivanja geotehničkih svojstava materijala. Laboratorijska kontrola predstavljala je redovna ispitivanja granulometriskog sastava, postignutih zbijenosti i vlažnosti ugrađenih materijala u slojeve nasipa. Na ukupno 210 uzorka izvršeno je određivanje vlažnosti uzoraka tla i određivanje granulometrijskog sastava. Određivanje odnosa vlažnosti i suve zapreminske mase tla izvršeno je na 56 uzoraka. Ispitivanjem materijala utvrđene su sledeće karakteristike: učešće pojedinih frakcija (glina i prašina 5,3 - 15,2 %, pesak 85,1 - 98,2 %, šljunak 0,2 - 5,6 %) i maksimalne zapreminske mase određene po Proktorovom opitu koje su iznosile γd = 1,62 - 1,75 t/m3 pri optimalnim vlažnostima Wopt = 14,2 - 18,5 %. Deformabilno – nosive karakteristike zbijenih slojeva nasipa kontrolisane su ispitivanjem statičkih defomacijskih modula (Ev1-Ev2) i modula stišljivosti (Ms). Po tehničkim uslovima odnos modula Ev2/Ev1 bio je propisan do dopuštene gornje vrednosti od 2,5. Na Slici 1. prikazana je funkcionalna zavisnost između odnosa modula (Ev2/Ev1) i deformacijskog modula u drugom ciklusu opterećenja (Ev2) na I-sloju nasipa (79 mernih mesta). Modul deformacije Ev2 je trebao biti veći od 30 MPa sa odnosom modula Ev2/Ev1 do 2,5, što je uglavnom i ostvareno uz ponavljanja negativnih opita. Nasip I sloj
Ev2/Ev1
5,0 4,5 4,0 3,5 3,0 2,5 2,0 1,5 1,0 0,5 0,0
0,0
10,0
20,0
30,0
40,0
50,0
Ev2 (MPa)
60,0
70,0
80,0
90,0
100,0
Slika 1. Zavisnost Еv2/Еv1 u funkciji od modula deformacije Ev2 Figure 1. Dependence of Еv2/Еv1 in function of deformation module Ev2
232
Funkcionalna zavisnost između odnosa modula (Ev2/Ev1) i deformacijskog modula u drugom ciklusu opterećenja (Ev2) - II-sloj nasipa (36 mernih mesta) prikazana je na slici 2.
Nasip II sloj
Ev2/Ev1
5,0 4,5 4,0 3,5 3,0 2,5 2,0 1,5 1,0 0,5 0,0
0,0
10,0
20,0
30,0
40,0
50,0
60,0
70,0
80,0
90,0 100,0
Ev2 (MPa)
Slika 2. Zavisnosti Еv2/Еv1 u funkciji od modula deformacije Ev2 Figure 2. Dependence of Еv2/Еv1 in function of deformation module Ev2
Modul deformacije Ev2 je trebao biti veći od 40 MPa, što je i ostvareno, ali je odnos modula u drugom i prvom ciklusu opterećenja (Ev2/Ev1) bio veći od propisanog. 120
Ev1-I sloj
Ev1-II sloj
Ev1 - Ev2 (MPa)
100 80 60 40 20 0 Broj ispitivanja 1 - 79
Slika 3. Prikaz rezultata ispitivanja Ev2-Еv1 na I i II sloju nasipa Figure 3. Test results display of Ev2-Еv1 on I and II embankment layer
Može se zapaziti da su vrednosti modula deformacije Ev2 na I sloju u širokom opsegu ~ 20 – 80 MPa, što ukazuje na raznolikost lokalnih mesta nosivih karakteristika i vlažnosti podtla. Vrednosti modula deformacije Ev1 su približne na I i II sloju i kreću se u granicama ~ 15 – 25 MPa. Na II sloju vrednosti modula deformacije Ev2 su 2,5-3,5 puta veće od vrednosti Ev1, (Slika 3.)
233
Probna deonica je izvedena za II sloj nasipa, u dužini od 60 m i širini od 30 m. Izrada probne deonice imala je za cilj da pruži dokaz da se može izvesti sloj nasipa debljine d = 50 cm u kvalitetu prema zahtevima tehničkih uslova ovog projekta. Raspored probnih polja prikazan je na slici 4.
Slika 4. Shematski prikaz i izgled probne deonice Figure 4. Schematic view and layout of the trial section
Materijal u svakoj traci (širine 20,0 m) sabijao se različitim brojem prelaza valjka (ježa). Broj prelaza iznosio je - 2 (polja 1, 2 i 3), 4 (polja 4, 5 i 6) i 6 puta (polja 7, 8 i 9), uz jedno dodatno sabijanje kompaktorom u svakom polju. Uporedo sa ispitivanjem stepena zbijenosti i vlažnosti nasutog materijala, ispitivani su i moduli stišljivosti (Ms), modul deformacije (Ev1-Ev2) i dinamički modul deformacije (E-din). U Tabeli 2 prikazani su rezultati ispitivanja na različitim pozicijama probnog polja.
m.m. polje 1 2 3 4 5 6 7 8 9
Tabela 2. Rezultati ispitivanja modula (Ms), (Ev-din) i (Ev1-Ev2) Table 2. Module testing results (Ms), (Ev-din) and (Ev1-Ev2) Modul Din. modul Modul deform. - Ev (Mpa) stišljivosti - Ms def. - Evdin (MPa) (MPa) Zad. zahtev Ev1 Ev2 Ev2/Ev1 Post Zaht Krit. Ev 2 Post. Zaht. . . 60,0 28,9 22,2 79,3 3,6 40,0 da 40,0 44,5 20,5 20,1 63,3 3,1 da 40,0 48,6 20,8 24,5 76,0 3,1 da 40,0 58,4 23,3 23,0 67,4 2,9 da 40,0 51,1 17,6 14,9 64,3 3,0 da 40,0 42,9 15,2 17,2 59,6 3,0 da 40,0 43,2 18,1 19,8 63,7 3,2 da 40,0 43,4 17,8 17,4 51,9 3,4 da 40,0 37,3 17,0 20,9 45,4 3,0 da
Ev2/Ev1 (≤ 2.5) ne ne ne ne ne ne ne ne ne
234
Vlažnost materijala se menjala prema rasporedu polja i prikazana je u tabeli 3 zajedno sa rezultatima ispitivanja stepena zbijenosti.
m.m. polje 1 2 3 4 5 6 7 8 9
Tabela 3. Rezultati ispitivanja, stepen zbijenosti (Sz) i vlažnost (w) Table 3. Testing results. compaction degree (Sz) and moisture content (w) Predh. ispitivanja Ispitivanja uzoraka Stepen zbijenosti Sz Zadovoljava % wopt γd max γd w kriterijume (%) (t/m3) (%) (t/m3) postignuto zahtevano 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66 1,66
17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0 17,0
1,670 1,624 1,628 1,626 1,633 1,632 1,644 1,631 1,642 1,633 1,633 1,652 1,632 1,640 1,581 1,628 1,582 1,588
10,0 6,7 7,4 7,4 18,6 13,3 10,5 9,6 12,0 13,3 10,9 12,3 10,3 10,3 23,1 14,3 25,5 24,0
100,6 97,8 98,1 98,0 98,4 98,3 99,0 98,3 98,9 98,4 98,4 99,5 98,3 98,8 95,2 98,1 95,3 95,7
98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0 98,0
da ne da da da da da da da da da da da da ne da ne ne
Dobijeni rezultati stepena zbijenosti i vlažnosti materijala II sloja nasipa na probnoj deonici pokazuju da se sa korišćenom mehanizacijom i tehnološkim postupkom nasipanja, razastiranja i sabijanja mogu zadovoljiti zahtevi definisani Tehničkim uslovima za dati objekat. Uporednim merenjima Ev2 i Ms na II sloju nasipa vršenih na probnoj deonici, na 9 mernih mesta dobijeni su rezultati prikazani na slici 5. Kako se može videti, uz koeficijent korelacije R2=0,623 izmerene korelacije Ms = 0,564 Ev2 + 11,976 i Ms = 0,75Ev2, za zahtevan modul deformacije Ev2 od 40 MPa (u skladu sa tehničkim uslovima predmetnog objekta) odgovara modul stišljivosti Ms veći od 30 MPa.
235
80
Probna deonica - II sloj, Nasip
70 Ms (MPa)
60 50 40
Ms = 0,564Ev2 + 11,976 R² = 0,623 Ms = 0,75Ev2
30 20 10 0
0,0
10,0 20,0 30,0 40,0 50,0 60,0 70,0 80,0 90,0 100,0 Ev2 (MPa) Slika 5. Zavisnost Ms u funkciji od modula deformacije Ev2 Figure 5. Dependance of Ms in function of deformation module Ev2
Rezultati ispitivanja modula stišljivosti Ms, na II-sloju nasipa prikazani su na Slici 6, (94 mernih mesta). Modul stošljivosti Ms je trebao biti veći od 30 MPa, što je i ostvareno uz ponavljanja 8 negativnih opita. 90 80
Nasip II sloj
Ms (MPa)
70 60 50 40 30 20 10 0
Broj ispitivanja 1 - 94 Slika 6. Prikaz rezultata ispitivanja Ms na II sloju nasipa Figure 6. Test results display of Ms on II embankment layer
Može se zapaziti da su se vrednosti modula deformacije na III, IV i V sloju nasipa kretali bez većih odstupanja u granicama Ev2 ~ 45 – 65 MPa i Ev1 ~ 20 – 35 MPa, (slika 7.) Na pomenutim slojevima dobijeni rezultati modula deformacije za drugi stupanj opterećenja Ev2 i odnosa Ev2/Ev1 su zadovoljili kriterijume propisane tehničkim uslovima (III-sloj ≥ 45 MPa IV-sloj ≥ 50 MPa. V-sloj ≥ 60 MPa sa Ev2/Ev1 ≤ 2,5).
236
Ev1-III sloj Ev2-III sloj
Ev1-IV sloj Ev2-IV sloj
Ev1-V sloj Ev2-V sloj
Ev1 - Ev2 (Mpa)
100 90 80 70 60 50 40 30 20 10 0
Broj ispitivanja 1 - 96
Slika 7. Prikaz rezultata ispitivanja Ev2-Еv1 na III, IV i V sloju nasipa Figure 7. Test results display of Ev2-Ev1 on III, IV and V embankment layer
ZAKLJUČAK Za potrebe izgradnje nasipa za predmetni objekat obavljena su vrlo obimna kontrolna geotehnička ispitivanja. Polazeći od podataka dobijenih ispitivanjima, a na osnovu statističke analize i pažljive inženjerske procene može se zaključiti da odnos između deformacijskih modula Ev2/Ev1 ne može biti opšte prihvaćen kriterijum za ocenu kvalitetnog zbijanja materijala, posebno u uslovima kakvi su vladali prilikom izgradnje početnih slojeva nasipa. Probna deonica je pokazala da su se sa korišćenom mehanizacijom i tehnološkim postupkom nasipanja, razastiranja i sabijanja zadovoljili zahtevi definisani tehničkim uslovima. Tekuća kontrola kvaliteta i ugrađivanja materijala je osigurala visok procenat ispunjenosti projektovanih uslova građenja nasipa i blagovremeno otklonila negativne pojave pri građenju koje su bile od značaja za stabilnost-sigurnost objekta. Na kraju je važno istaći da celokupna dokumentacija sprovedene kontrole nasipa je uredno arhivirana u digitalnoj i papirnoj formi. LITERATURA: Geotehnička dokumentacija kontrolnih ispitivanja nasipa tokom izgradnje Robne kuće IKEA u Beogradu, TPA d.o.o., Beograd. 2016. Samardaković,S.,Šulović,G.,Samardaković,M.: Međusobne korelacije modula Evd-Ev1-Ms merenih opitima kružnom pločom. Zbornik radova III naučno-stručnog savetovanja “Geotehnički aspekti građevinarstva”, Zlatibor 2009. Supplementary Technical Terms and Conditions of Contract and Guidelines for Earthworks in Road Construction ZTVE-StB 09, 2009.
237 UDC: 624.131.31 528.481 Stručni članak
СТАТИСТИЧКЕ ХИПОТЕЗЕ И ПАРАМЕТРИ КВАЛИТЕТА У ДЕФОРМАЦИОНОЈ АНАЛИЗИ ГЕОДЕТСКИХ МРЕЖА Милан Трифковић*, Жарко Несторовић** * Грађевински факултет Суботица, Суботица,
[email protected] ** ЈП ЕПС Огранак Ђердап, Трг Краља Петра I, Кладово,
[email protected] REZIME Деформациона анализа геодетских мрежа подразумева истраживање померања тачака и промене њихових међусобних односа кроз време. Тачке се деле на тачке мреже и тачке на објекту. Тачке геодетске мреже обезбеђују координатни систем и оквир у коме се посматрају промене положаја и међусобних односа тачака на објекту. Тачке на објекту репрезентују понашање објекта и на основу њихових промена положаја и међусобних односа (геометрије) доносе се закључци о стању и понашању објекта кроз време. Промене положаја тачака не морају да значе и промену међусобних димензија односно геометрије објекта што значи да се објекат може померити али не мора се и деформисати. Овај рад има за циљ да истражи и прикаже систем статистичких хипотеза које обезбеђују правилан приступ деформационој анализи геодетских мрежа. КЉУЧНЕ РЕЧИ: геодетско осматрање, деформациона анализа, параметри квалитета
STATISTICAL HYPOTHESES AND PARAMETERS OF QUALITY IN DEFORMATION ANALYSIS OF GEODETIC NETWORKS ABSTRACT Deformation analysis of geodetic networks implies investigation of movements of points in space and time. Points are divided to the points which belongs to the geodetic network and to the points which belongs to the object. Points of geodetic network shall provide the frame in which the coordinate system is defined and in which the positions of points on object are determined. Points situated on the object represents the state and behaviour of object in time and space. Main aim of this paper is to research the system of statistical hypotheses which shall be tested as well as the parameters of quality which shall provide the proof about the reliability of statistical hypotheses acceptance or rejection. KEY WORDS: geodetic monitoring, deformation analysis, parameters of quality
238
УВОД Понашање грађевинских објеката у времену и простору је неопходан услов за њихово правилно управљање и одржавање. Промене геометрије, положаја и димензија грађевинских објеката у времену указује на дејство спољних сила и одговора конструкције објекта на те силе. Ако се у дужем временском периоду установе трендови промене положаја, геометрије и димензија објекта могу се доносити и закључци о узроцима који доводе до уочених промена као и правилно предузимање одговарајућих радова на спречавању настанка штете на објектима. Деформациона анализа геодетских мрежа заснива се на успостављању система контролних тачака (тачака које дефинишу геодетску мрежу) и тачака које се постављају на објекту и апроксимирају објекат. Тачке геодетске мреже треба да задовоље критеријуме квалитета који омогућују постизање захтеване тачности односно откривања минималних промена положаја тачака које апроксимирају објекат као и откривање унапред дефинисане минималне промене димензија и геометрије објекта. Тачке које апроксимирају објекат треба да буду постављене на местима на објекту која репрезентују одређене утицаје сила и где је неопходно открити критичне промене положаја, димензија и геометрије објекта. Поред минималних промена положаја тачака, геометрије и димензија објекта неопходно је обезбедити и одговарајуће параметре квалитета геодетских мрежа. Параметри квалитета су сагласност модела која се одређује на основу средње грешке јединице тежине, средњих грешака и елипси грешака [1]. У истој литератури се истиче разлика између локалних и глобалних параметара квалитета. Глобални параметри квалитета оцењују вредности на нивоу целокупног модела док локални параметри квалитета означавају вредости за сваку поједаничну тачку или параметар. Тако на пример глобални параметар квалитета може бити представљен средњом вредношћу појединог параметра на нивоу целе мреже док локални параметар квалитета означава сваку конкретну вредност. Ово се једноставно може приказати на следећи начин:
где је: -
- средња вредност одређеног параметра квалитета за целу геодетску мрежу; – број параметара квалитета и – сваки појединачни параметар квалитета.
Очигледно је да средња вредност посматраног параметра квалитета за ниво геодетских мрежа може бити задовољавајућа чак и ако неки од локалних параметара
239
значајно одскаче. Да би се ова могућност елиминисала у процесу пројектовања геодетских мрежа за деформациону анализу постављају се услови који ограничавају максималне односно минималне вредности појединачних параметара квалитета. Ова ограничења се могу описати на следећи начин:
Ограничавањем минималних односно максималних вредности појединих параметара квалитета геодетских мрежа обезбеђује се да локални критеријуми буду у границама које обезбеђују поуздано закључивање о стању и понашању објекта у времену и простору. СТАТИСТИЧКЕ ХИПОТЕЗЕ У ДЕФОРМАЦИОНОЈ АНАЛИЗИ Статистичке хипотезе у деформационој анализи потребно је прилагодити захтеваним циљевима у вези са утврђивањем стања и понашања објекта. При томе је неопходно разложити временску и просторну компоненту дефомационе анализе. Такође је неопходно осврнути се и на глобално и локално тестирање сагласности објекта како са пројектом тако и у времену и простору. Временска компонента деформационе анализе геодетских мрежа почиње са завршетком објекта и пре његове експлоатације. У том тренутку неопходно је извршити снимање нултог стања односно одређивање нултих координата тачака које апроксимирају објекат. Уколико су тачке на објекту псотављене у одређени положај према унапред пројектованим позицијама онда је могуће тестирати нулту хипотезу: : Положај тачака на објекту (геометријски елеменат или димензија) подударан (подударна) је са пројектованим положајем, насупрот алтернативној хипотези : Положај тачака на објекту (геометријски елемент или димензија) није подударан (подударна) са пројектованим положајем. Током експлоатације објекта, када се формира већи број серија мерења онда је наведене хипотезе могуће формулисати и на следеће начине: : Положај тачака на објекту (геометријски елеменат или димензија) подударан (подударна) је са пројектованим положајем или положајем у некој од претходних серија, насупрот алтернативној хипотези : Положај тачака на објекту (геометријски елемент или димензија) није подударан (подударна) са пројектованим положајем. При томе се хипотезе могу тестирати на глобалном и локалном нивоу. Формулација глобалних хипотеза односи се на заједничко тестирање вектора одступања за све тачке за које се посматра промена положаја, димензија или геометрије док се формулација локалних хипотеза заснива на тестирању сваког појединачног положаја
240
тачке, сваке конкретне појединачне димензије и сваког појединачног геометријског елемента. Уопштена формулација глобалне хипотезе у том случају гласи: : Сви положаји тачака, сви геометријски елементи и све димензије објекта су подударне са пројектованим или неким од претходних стања посматраних параметара, насупрот алтернативној хипотези : Постоји бар један од наведених елемената који није подударан са пројектованим или претходним стањем. При томе се под претходним стањем подразумева било која вредност координата, димензије или геометријског односа између тачака у било којој серији мерења различитој од серије у односу на коју се врши поређење. Детаљан опис тестирања хипотеза и методологија утврђивања промене положаја тачака односно геометрије и димензија између њих у времену може се наћи у литератури [2], док је у литератури [3] систематично и детаљно дат приказ метода за деформациону анализу геодетских мрежа. ЗАКЉУЧАК Правилно формулисање статистичких хипотеза при деформационој анализи геодетских мрежа је од изузетног значаја за поуздано доношење закључака о стању и понашању грађевинских објеката после изградње и током експлоатације. Правилно формулисање статистичких хипотеза и обезбеђивање неопходног нивоа параметара квалитета геодетских мрежа је неопходан услов за елиминацију или свођење утицаја грешака геодетских мерења на прихватљив ниво. Концепт квалитета геодетских мрежа омогућује да закључци о стању и понашању грађевинских објеката у времену и простору буду на захтеваном нивоу поузданости док правилна формулација статистичких хипотеза омогућава да се оствари смислена веза између реалности и математичких модела. Аутори су мишљења да при тестирању статистичких хипотеза треба користити локалне хипотезе односно да свака појединачна промена положаја тачака, свака појединачна промена димензија и свака појединачна промена геометријских односа између тачака које репрезентују стање и понашање објекта треба да се провери у статистичком смислу. Ово мишљење се заснива на могућој претпоставци да поједине локалне промене положаја тачака, димензија или геометријских односа могу остати неоткривена при тестирању глобалних хипотеза. ЛИТЕРАТУРА 1. 2. 3.
Нинков, Т.: Оптимизација пројектовања геодетских мрежа, Научна књига, Београд, 1990 Перовић, Г.: Метод најмањих квадрата, Грађевински факултет, Београд, 2005 Михаиловић, К., Алексић, Р.И.: Деформациона анализа геодетских мрежа, Грађевински Факултет Београд, 1994
241 UDC: 625.711.1:625.76(497.11) 624.138(497.11) Pregledni stručni rad
ПРИМЕНА ЗАМЕНЕ МАТЕРИЈАЛА ЗА САНАЦИЈУ НЕСТАБИЛНОСТИ У ПУТНОЈ ИНФРАСТРУКТУРИ Никола Божовић, Марија Крстић, Кристина Божић-Томић, Милош Брекић, Марина Дробњаковић Институт ИМС, Булевар војводе Мишића 43, Београд,
[email protected]
РЕЗИМЕ
У раду се приказује санација клизишта на ауто-путу и магистралној мрежи Србије. Обрађена су три пројекта санације, од чега се два односе на насип трупа пута, а један на санацију косине усека. У сва три случаја као санација примењује се замена материјала у насипу. Истраживање и пројекат санације је урадио Институт ИМС из Београда у 2016. и 2017. години. КЉУЧНЕ РЕЧИ: клизиште, санација, насип
APPLICATION OF THE REPLACEMENT OF THE MATERIAL FOR THE REPAIR OF LANDSLIDE IN THE ROAD INFRASTRUCTURE ABSTRACT This paper presents the rehabilitation of the landslide on the highway and main road in Serbia. Three rehabilitation projects have been processed, two of them are related to the embekament of the roadway, and the last one describe repair of the slope of the ravine. In all three cases, replacement of the material in the embankment is applied as a rehabilitation. Research and rehabilitation project was done by IMS Institute from Belgrade in 2016 and 2017. KEYWORDS: landslide, rehabilitation, embankment
УВОД Током 2016. и 2017. године, на ауто-путу и магистралној мрежи Србије дошло је до формирања оштећења на коловозу која су узрокована појавом деформације насипа трупа пута и клижењем косине усека. Ове појаве довеле су до отежаног одвијања саобраћаја, па је због повећања безбедности било неопходно санирати ове деонице.
242
За потребе Инвеститора, Институт ИМС је извршио потребна испитивања и истраживања, дефинисао геотехничке моделе терена и урадио пројекте санације. Услови нестабилности се појављују из више разлога: услед повећања оптерећења од саобраћаја, услед измењених услова дренирања, неодржавање система за регулацију површинских вода и климатских услова-обилне падавине и отапање снега. КЛИЗИШТЕ “МЕЧКА” На државном путу IА-1, Појате – Ражањ, локација “Мечка”, на km: 382+350 дошло је до великих деформација на десној косини усека (смер ка Нишу), у ширини по путу око 80m и дужини од врха косине до ножице, односно риголе око 15m. Чеони ожиљак клизишта, веома стрмог нагиба, висине до 0.8m формиран је у врху косине усека, непосредно уз ауто-путску жичану ограду. Дебљина покренуте масе на косини је 1-1.5m.
Слика 1. Ситуација после санације Figure 1. The situation after rehabilitation
Геотехнички модел терена У склопу теренских истраживања терена урађене су три истражне јаме за потребе теренске идентификације и класификације материјала.
243
Терен у коме је клизиште формирано изграђен је од прашинасте глине површински хумузиране у слоју дебљине од 0.20–0.40m, тамносмеђе до смеђе боје. Дубље смеђесивих тонова, са присуством карбоната у виду скраме и конкреција. У условима појачаног процеђивања и расквашености, збијеност им се смањује, а вредности параметара физичко – механичких својстава варира у ширим границама. Мере санације Основне санационе мере обухватају снижавање нивоа подземне воде као и њено контролисано одвођење. Зато су пројектована четири дренажна ребра до дубине cca 3.8m, обложни зид од једног и од два реда габиона који су пројектовани уз аутопут. На аутохтоно тло се поставља ткани геотекстил који има функцију сепарације, тј. спречавања директног уласка замуљених ситних честица и тиме омогући повећање стабилности терена. Дренови у зони насипа спречавају деградацију кохезије на ширем простору, а тиме се постиже већа отпорност терена. Габионски зид састоји се из два реда габиона димензија 0.8x1.0x1.0m. Први ред је сачињен од 80 габиона, док у другом реду има 45 габиона. Иза габиона је пројектована замена тла дробљеним каменом гранулације 8/100mm који заједно са дренажним ребрима има за функцију да дренира подземну воду из терена.
Слика 2. Попречни пресек терена са санационим мерама Figure 2. Cross-section of feild with remedial measures
КЛИЗИШТЕ “ДУДОВИЦА” Институт ИМС из Београда је за потребе санације оштећења коловоза и насипа на државном путу IВ-22, Дудовица - Пољанице, на km: 63+125, урадио геотехничка истраживања и Техничку документацију санације оштећења коловоза и нестабилности насипа.
244
Нестабилна појава је регистрована као оштећење коловоза и насипа трупа пута, које је захватило обе саобраћајне траке, у укупној дужини од cca 80m. Насип у зони деформација је висине 6-10m, нагиба косине, око V : H = 1:1,5 до 1:2. У склопу насипа постоји изграђен засведени пропуст. Детаљним рекогносцирањем терена, регистроване су деформације на коловозу у обе саобраћајне траке у виду подужних пукотина, ширине 3-5cm, углавном затворених врућом масом, са попречном денивелацијом у зони пукотине висине oko 10 – 12cm. Ножица нестабилне појаве се завршава у косини насипа.
Слика 3. Ситуација после санације Figure 3. The situation after rehabilitation
Геотехнички модел терена Бушењем кроз коловоз утврђен је наредни редослед слојева - набушено је чак до 8 слојева асфалта, укупне дебљине до 80cm; испод тога је дацитна коцка, ниже су слојеви од запрљаних (заглињених) невезаних дробљених каменитих материјала ДКА 0-32 и ДКА 0-63, променљиве збијености, сиве или смеђе боје, дебљине од 0.6 m до 1.2 m.
245
„Постељични слој“ - завршни слој насипа је од CH глине полутврде до тврде конзистенције. Подтло насипа запажа се на дубини од 7 – 10 m и сачињено је од прашине глиновито-песковите, ниске пластичности (CL). Мере санације Основне санационе мере обухватају: реконструкција одцепљеног трупа пута и регулација атмосферских вода. Реконструисани труп пута се изводи засецањем у терен од од km:63+230 до km:63+300, у нагибу од 4% према косини насипа. Засецање се изводи степеничасто са степеницама променљиве висине, при чему на целом потезу у осовини пута дебљина слоја замене износи 1.5m. Овим засецањем се уклања из косине заостали покренути материјал. Тиме се побољшавају отпорно и деформабилна својстава материјала насипа и подтла, обезбеђује процеђивање површинске воде, снижавање нивоа подземне воде као и њено контролисано одвођење. Од km: 63+260 до km: 63+280 изводи се камена калдрма ради спречавања натапања и испирања тла изнад пропуста на месту коловоза. Замена насипа трупа пута врши се дробљеним каменом гранулације 8/200mm. На аутохтоно тло се поставља неткани геотекстил који има функцију сепарације, тј. спречавања директног уласка замуљених ситних честица. Изградња насипа врши се тако што се насипа дробљени камени агрегат обавијен геосинтетичком мрежом у слојевима од по 50cm, затим се спроводи пуњење до постављања следеће геосинтетичке мреже. Геосинтетичка арматура од полиестерског конца има чврстоћу на затезање βz=40kN/m, а дилатација при вршној чврстоћи ε< 12%. На овај начин се постиже ојачање насутог тла и обезбеђује се стрмији нагиб косине. На потезу од km:63+230 до km:63+300 на дужини од L=70m врши се ископ, на том делу предвиђа се израда нове коловозне конструкције укупне дебљине d=63cm.
Слика 4. Попречни пресек терена са санационим мерама Figure 4. Cross-section of feild with remedial measures
246
КЛИЗИШТЕ “ЋЕЛИЈЕ” Институт ИМС из Београда је за потребе израде Пројектно-техничке документације за санацију оштећења коловоза на државном путу IВ-22, Лазаревац (Ибарски пут)Ћелије, од км: 48+950 до км:48+995 урадио геотехничка истраживања и Техничку документацију санације оштећења коловоза-нестабилност насипа. Оштећење трупа пута, захватило је десну саобраћајну траку (смер из правца Лазаревца према Љигу), у дужини од 39m. Детаљним рекогносцирањем терена, регистрован је чеони ожиљак нестабилне појаве на коловозу, у виду пукотине, ширине 5 cm, која је заливена битуменом, са попречном денивелацијом у зони пукотине висине око 5 cm. Као санациона мера, пре око 25-30 година, у ножици насипа је урађен потпорни зид у садашњем стању је без оштећења, пукотина или дефорамција, изведен са барбаканама. Геотехничким истражним радовима утврђена је дебљина деградираног дела насипа, односно до које дубине се мора вршити замена материјала у насипу.
Слика 5. Ситуација после санације Figure 5. The situation after rehabilitation
247
Геотехнички модел терена Бушењем кроз коловоз, утврђена је редослед слојева - набушено је чак до 10 слојева асфалта, испод тога је дацитна коцка (калдрма), испод тога су некохерентни материјали који чине коловозну конструкцију. Тело насипа је изграђено од средње и високопластичне глине CI/CH. Глине су светлосмеђе, смеђе и смеђесиве боје. Слојеве самониклог тла у првих 3 m подтла граде прашинасто - песковите глине смеђесиве боје у прослојавању са глиновито - песковитим прашинама. Појава воде утврђена је у првих 3m подтла. Мере санације Основне санационе мере обухватају: реконструкција одцепљеног трупа пута, регулација атмосферских вода. Основне санационе мере обухватају замену материјала у насипу до дубине од 1.5m чиме се побољшавају отпорно и деформабилна својстава материјала насипа и подтла и снижавање нивоа подземне воде као и њено контролисано одвођење. На потезу од км 48+950 до км 48+995 предвиђена је замена постојећег насипа до дубине 1.5 m. Замена насипа трупа пута врши се дробљеним каменом гранулације 0/100mm. На аутохтоно тло се поставља неткани геотекстил. Затим се на танак слој cca 10cm ломљеног камена поставља геосинтетичка арматура, потом се насипа камен у два слоја од по 25 cm и преко њега се поставља други ред геосинтетичке арматуре. Онда се приступа изради завршних слојева насипа.
Слика 6. Попречни пресек терена са санационим мерама Figure 6. Cross-section of feild with remedial measures
У табели су приказане референтне вредности које треба да задовоље материјали у
248
насипима и у постељичном слоју саобраћајница према СРПС У.Е1.010/1981 и СРПС У.Е8.010/1981. Геомеханичким испитивањима у наведеним примерима тло на већим дубуинама у насипима задовољава ове захтеве. На основу ових критеријума одређена је дубина до које се врши замена материјала. Табела. 1. Вредности геомеханичкх параметара које треба да задовоље ситнозрна тла у насипима Table. 1. Geomechanical parameter values that should be met for fine grain soil in the embankments
Кохерентни материјали (ситнозрна тла - прашине/глине ) Хазенов степен неравномерности материјала Влажност на граници течења Индекс пластичности Оптимална влажност/бубрење Запреминска тежина у сувом стању Садржај органских материја
Оцена квалитета материјала из насипа Cu = d60 / d10> 9 wL <65 % IP < 30 % wopt < 25 % γ4> 15,5 κΝ/µ3 <6 %
Оцена квалитета материјала из завршних слојева насипа(постељични слој)
Cu = d60 / d10 > 9 wL <50 % IP < 20 % бубрење < од 3 %; γ4> 16 κΝ/µ3 <6 %
ЗАКЉУЧАК Приказана је санација клизишта на ауто-путу и магистралној мрежи Србије. Оштећења трупа пута, нестабилност насипа и усека су честа појава на путевима у Србији. То су углавном плитке деформације па као рационална мера санације најчешће се примењује замена материјала у телу клизишта ломљним каменом. Усвојене мере санације су оптималне за величину клизишта, ранг пута и интензитет саобраћаја. ЛИТЕРАТУРА: Пројектно-техничка документација за санацију клизишта - оштећења коловоза и насипа на државном путу IВ-22, деоница бр. 02212, Дудовица – Пољанице,km: 63+125 до km:63+323, Београд 2017 Пројектно-техничка документација за санацију клизишта- нестабилне десне косине усека на држаном путу IА-1, деоница бр. 1089, Појате - Ражањ, ужа локација Мечка, km:382 + 350, Београд 2017 Пројектно-техничка документација за санацију оштећења коловоза на државном путу IB-22, деоница број 02209, Лазаревац (Ибарски пут) – Ћелије , од km 48+950 до km 48+995, Београд 2016 Фото документација Института ИМС, Београд 2016. и 2017, Милан М. Максимовић, Механика тла, Београд 2008, Слободан Ћорић, Геостатички прорачуни, Београд 2006, Петар Митровић, Санација клизишта и недовољна носивост тла, Београд 2013
249 UDC: 69.059.32(49745) Stručni članak
PRIMJENA EKSPANDIRAJUĆIH SMOLA U POBOLJŠANJU TEMELJNOG TLA OBJEKATA Marko Bišćan*, Ivan Matković**, Danon Seletković***, Danko Seletković*** * GESCOM d.o.o., Zagreb, Hrvatska,
[email protected] ** IGH d.d., Zagreb, Hrvatska,
[email protected] *** TAUS d.o.o., Josipa Jelačića 112, Samobor, Hrvatska,
[email protected] ,
[email protected] REZIME Ekspandirajuće smole velike sile ekspanzije svoju primjenu u građevinarstvu pronašle su prije 30-tak godina. Danas se koriste pri poboljšanju temeljnog tla različitih vrsta objekata, od prometnica i aerodromskih pista, sve do velikih stambenih zgrada. Na jednoj takvoj zgradi u Hvarskoj ulici u Zagrebu uočeno je diferencijalno slijeganje, odnosno naginjanje objekta nakon završetka izgradnje. Tijekom vremena, u razdoblju od pedesetak godina, došlo je do znatnih slijeganja zgrade i naginjanja prema južnoj strani lokacije. Nakon što je postalo očito da se deformacije zgrade ne smiruju odlučeno je pristupiti cjelovitom geodetskom snimanju zgrade, provedbi geotehničkih istražnih radova, izradi projekta sanacije te samoj sanaciji. Ujedno je odlučeno da će se nakon sanacije nastaviti geodetsko praćenje stanja objekta, odnosno pratiti uspješnost sanacije. KLJUČNE REČI: difrencijalno slijeganje, injektiranje, ekspandirajuča smola
IMPLEMENTATION OF EXPANSION RESINS IN FOUNDATION GROUND IMPROVEMENT ABSTRACT Ekspansion resins of great expnasion force have been in use for last 30 years. Today are use din many aspects, from roads and airports to big residential buildings. On the residential building at Hvarska Street in Zagreb, differential settlement (tilting) was noticed after the construction was completed. Over time, over a period of about fifty years, there have been significant settlement of the building and tilting towards the south site of the location. After it became apparent that the building settlement isn´t finnished, it was decided to start with the complete geodesic staking out of the building, the implementation of geotechnical investigations, the design of the reconstruction project and the reconstraction itself. At the same time it was decided that after the reconstruction, the geodetic monitoring of the building displacements will be continued, ie the reconstruction success. KEY WORDS: differential settlement, injection, expanding geopolimers
250
UVOD Na stambenoj zgradi u Hvarskoj ulici u Zagrebu uočeno je diferencijalno slijeganje, odnosno naginjanje objekta nakon završetka izgradnje. Tijekom vremena, u razdoblju od pedesetak godina, došlo je do znatnih slijeganja zgrade i naginjanja prema južnoj strani lokacije. Izmjereni horizontalni pomak vrha zgrade u odnosu na vertikalu iznosi od 20 do 30 cm, kut zaokreta je od 0,67º do 1,01º a diferencijalno slijeganje je od 12,3 do 18,5 cm. Stvarne apsolutne veličine slijeganja nije moguće naknadno rekonstruirati. Nakon što je postalo očito da se deformacije zgrade ne smiruju, 2011. godine Gradski ured koji se brine o održavanju zgrade naručio je cjelovito geodetsko snimanje zgrade, provedbu geotehničkih istražnih radova te izradu projekta sanacije. Ujedno je odlučeno da će se nakon sanacije nastaviti geodetsko praćenje stanja objekta, odnosno pratiti uspješnost sanacije.
Slika 1. Prikaz stambene zgrade – predmet rekonstrukcije Figure 1. Display of the residential building - subject of reconstruction
251
GEODETSKO SNIMANJE ZGRADE Cijeli korpus zgrade snimljen je geodetski preko karakterističnih točaka te je napravljen 3D model zgrade. Za četiri karakteristična presjeka određeni su kutovi zaokreta i pomaci. Tabela 1. Snimljeni kutevi zaokreti, pomaci vrha zgrade i diferencijalna slijeganja po karakterističnim presjecima Table 1. Captured rotation, top of the building displacements, and differential settlements on characteristic sections Presjek Kut zaokreta Pomak vrha zgrade Diferencijalno (cm) slijeganje (cm) Presjek A-A 0,95º 28 17,5 Presjek B-B 1,01º 30 18,5 Presjek C-C 0,97º 29 17,9 Presjek D-D 0,67º 20 12,3
Slika 2. Prikaz karakterističnih presjeka A-A i B-B sa snimljenim horizontalnim pomacima Figure 2. Display of characteristic sections A-A and B-B with recorded horizontal displacements
Zgrada ima istaku prema južnoj strani, što uzrokuje nesimetrično ukupno opterećenje koje se prenosi u temeljno tlo.
252
OPIS UVJETA U TEMELJNOM TLU Geotehnički istražni radovi provedeni su 2011. godine kako bi se dobio uvid u sastav i karakteristike tla na lokaciji te ustanovio način temeljenja i dimenzije temelja. Za potrebe izrade projekta sanacije izvedene su tri bušotine dubine po 6,0 m, te sondažna jama dubine 1,9 m. Na osnovi provedenih terenskih i laboratorijskih ispitivanja i obrade rezultata na lokaciji objekta ustanovljen je sljedeći geotehnički profil tla: • Površinski sloj nakon humusa je nasip do dubine 1,0 - 1,3 m. • Sloj gline visoke plastičnosti (CH), teško gnječive konzistencije (Ik = 0,94), smeđe boje prostire se do dubine 2,00 - 3,45 m osim na bušotini S-2 gdje je od 1,3 do 2,0 m registriran sloj pjeskovitog praha niske plastičnosti (ML/S). • Ispod ovih slojeva dolazi sloj praha niske plastičnosti (ML), teško gnječive konzistencije (Ik = 0,91), smeđe boje, koji je mjestimično glinovit ili pjeskovit i koji je debljine od 0,6 do 1,2 m. • Do dubine bušenja registriran je sloj šljunka slabo graduiranog (GP), mjestimično dobro graduiranog s prijelazom u pijesak slabo graduiran, šljunkovit (SP), šljunci su srednje zbijenosti, broj udaraca standardnog penetracijskog pokusa (SPP) N = 22-35. U vrijeme istražnog bušenja nije registrirana pojava podzemne vode. PROJEKT SANACIJE TEMELJENJA OBJEKTA Geotehničkim elaboratom ustanovljena je visinska razlika gornjeg nivoa sloja šljunka između sjeverne i južne strane zgrade. U bušotini S-1 na sjevernoj strani objekta sloj šljunka registriran je na dubini od 2,6 m dok je u bušotinama S-2 i S-3 na južnoj strani objekta sloj šljunka registriran na dubini od 4,0, odnosno 4,1 m. Uočena razlika u debljini koherentnih, stišljivih slojeva tla te nesimetrično opterećenje od konstrukcije zgrade na same temelje uzrok su diferencijalnog slijeganja. Kako bi se spriječila dodatna slijeganja i naginjanje zgrade predviđena je sanacija tla ispod temelja na osnovi projekta sanacije napravljenog u siječnju 2014. godine. Budući da se radi o stambenom objektu u urbanoj sredini, rješenje sanacije razmatrano je s više aspekata. Za sanaciju su predložene dvije varijante: injektiranje ispod temelja pomoću cementne smjese te injektiranje pomoću ekspandirajuće smole. Odabrana je tehnologija sanacije pomoću ekspandirajuće smole. Prednost odabrane tehnologije je slijedeća: • ne koriste se teški strojevi i nema građevinskog otpada • radovi na injektiranju traju relativno kratko • nema narušavanja svakodnevnih aktivnosti ljudi u objektu • smanjuje se utjecaj vlage na temelje, te poboljšava temeljnog tlo • nema zagađivanja okoliša Ekspandirajuća smola ubrizgava se kroz cijevi u prethodno izbušene rupe (bušotine) promjera 12-26 mm izravno u tlo. Udaljenost između bušotina je 50 do maksimalno 90 cm, buši se kroz temelje ili u neposrednoj blizini temelja. Potrebna mjesta punktiranja, odnosno položaj cijevi za injektiranje određuje tehnolog na gradilištu. Maksimalni razmak između
253
pojedinih bušotina dobiven je prema provedenim proračunima. Injektirano je tlo ispod južnog dijela temelja prema slici u nastavku.
Slika 3. Tlocrtni prikaz injektiranja tla ispod temelja zgrade Figure 3. Layout display of soil injection under the building fondations
Injekcijska smjesa se nakon injektiranja u tlo počinje širiti u svim smjerovima silom ekspanzije do 10 000 kPa. Smjesa se najprije širi u smjeru gdje je najmanji otpor tla, kada tlo ojača toliko da je otpor tla veći od težine objekta, pritisak smole počinje djelovati prema gore, uzrokujući milimetarsko podizanje temelja. Injektiranje se vrši u 3 razine, kako je prikazano na slici u nastavku. Zbog eventualnih pomaka tijekom ugradnje ekspandirajuće smole nužna je geodetska kontrola mogućih vertikalnih pomaka konstrukcije.
Slika 4. Prikaz širenja ekspandirajuće smole, te razine injektiranja Figure 4. Display of expanding resin and injecting levels
254
PRORAČUN SLIJEGANJA PROVEDEN POMOĆU METODE KONAČNIH ELEMENATA PROGRAMOM PLAXIS Programima Plaxis 2D i Plaxis 3D, koji su bazirani na metodi konačnih elemenata, numerički su provjerene veličine i raspored deformacija zgrade. Deformacije su izračunate kako bi se preciznije odredila mjesta na kojima je potrebna sanacija postojećeg temeljnog tla.
Slika 5. Prikaz deformirane mreže konačnih elemenata s pomacima s, smax=34,0 cm Figure 5. Display of deformed finite element mesh with displacements s, smax = 34,0 cm
255
Slika 6. Prikaz ukupnih deformacija 3D modela s, smax=14,2 cm Figure 6. Display of total displacements in 3D model s, smax = 14,2 cm
Usporedbom mjerenih pomaka i onih dobivenih proračunom može se zaključiti da je poklapanje vrijednosti zadovoljavajuće. PRORAČUN SANACIJE PROVEDEN POMOĆU PROGRAMA URETEK S.I.M.S. Parametri injektiranja određeni su pomoću računalnog programa URETEK S.I.M.S. Metoda proračuna dozvoljava projektiranje poboljšanja tla Uretek Deep Injections ekspandirajućom smolom pri visokom pritisku bubrenja (Uretek Geoplus) ili jednakovrijednim proizvodom. Model je razvijen polazeći od teorije ekspanzije jedne šupljine unutar rastezljivog terena koju su Yu H.S. i Houlsby G.T. predstavili 1991. god. Računski model je svrsishodno upotpunjen i prilagođen u tehničkom uredu Ureteka na osnovi izvršenih testova u suradnjom sa Sveučilištem u Padovi. Prema teoriji je razvijen računalni program koji je testiran i kalibriran na desetinama realnih slučajeva. Model proračuna najprije određuje mogućnosti i načine obavljanja intervencije a potom, nakon unošenja karakteristika tla, daje procjenu količine smole Uretek Geoplus koju treba koristiti kako bi se postigao traženi koeficijent poboljšanja tla.
256
IZVEDBA SANACIJE Predmetni radovi na izvođenju sanacije stambene zgrade u Hvarskoj ulici izvedeni su na osnovi Ugovora o građenju između naručitelja i izvođača: Taus d.o.o. iz Samobora. Rok trajanja radova je bio od 04.02.2014. do 21.02.2014. godine.
Slika 7. Prikaz radova sanacije temelja Figure 7. Display of works on foundation remediation
Opis sanacije Injektiranjem se u tlo ubrizgava injekcijska smjesa. Pri tom dolazi do razaranja strukture tla i mješanja čestica tla s injekcijskom smjesom. Brzinom podizanja pribora i kontrolom pritiska postiže se jednoliko radijalno penetriranje injekcijske smjese u tlo. Time se u tlu formiraju valjkasta tijela znatno boljih mehaničkih karakteristika od tretiranog tla. Veličina, odnosno promjer prodiranja u tlo ovisi prvenstveno o geotehničkim karakteristikama tla i primjenjenim pritiscima. Kontrola kvalitete izvedenih radova Radi kontrole poboljšanja tla prije i nakon izvođenja radova izvršeno je dinamičko penetrometrijsko ispitivanje čvrstoće tla u neposrednoj blizini područja zahvata kako bi se utvrdio stupanj poboljšanja na predmetnoj lokaciji. Dobiveno je očekivano poboljšanje karakteristika tla od 50-100 %.
257
Slika 8. Penetrometrijsko ispitivanje čvrstoće tla prije i nakon izvođenja radova Figure 8. Penetrometric testing of soil strength before and after work
OPAŽANJE POMAKA Projektom sanacije je bilo predviđeno: • Geodetska kontrola mogućih vertikalnih pomaka konstrukcije tijekom ugradnje ekspandirajuće smole. • Geodetsko snimanje zgrade odmah nakon završetka sanacijskih radova, te 4 dodatna mjerenja u vremenskom intervalu od 6 mjeseci. • Geodetsko mjerenje pomaka građevine tijekom dvije godine predviđeno je radi kontrole uspješnosti provedenog zahvata sanacije u temeljnom tlu. • Ugrađeno je 12 geodetskih točaka - repera na zgradu, oznaka R1 do R12. Mjerenja su provedena u pet vremenska intervala: • Opažanje, za vrijeme sanacije građevine (19.02.2014.) • Opažanje, 6 mjeseci nakon završene sanacije građevine (12.08.2014.) • Opažanje, 12 mjeseci nakon završene sanacije građevine (13.02.2015.) • Opažanje, 19 mjeseci nakon završene sanacije građevine (16.09.2015.) • Opažanje, 33 mjeseca nakon završene sanacije građevine (14.11.2016.) U nastavku su prikazani rezultati mjerenja vertikalnog pomaka za reper R1, na dijagram je dodana i linija koja prikazuje trend slijeganja. Ukupni pomak nakon radova sanacije odnosno nakon dvije godine i osam mjeseci iznosi oko 2 mm i pokazuje postepeno smirivanje.
258
Slika 9. Prikaz apsolutne visine repera R1 u vremenu Figure 9. Display of the absolute elevation of the landmark R1 in time
Može se zaključiti da je tendencija smanjivanja pomaka zadovoljavajuća, tj. da vertikalni pomak ima tendenciju konačnog smirivanja. Na većini repera prirast pomaka također teži prema nuli. ZAKLJUČAK Nakon uočenog diferencijalnog slijeganja / naginjanja objekta provedeno je geodetsko snimanje zgrade, geotehnički istražni radovi, projekt sanacije te sama sanacija. Za vrijeme izvedbe sanacije uspješnost same sanacije kontrolirana je penetrometarskim ispitivanjem prije i poslije izvedenih radova kojom je potvrđen traženi koeficijent poboljšanja temeljnog tla. Nakon izvedbe sanacije uspješnost sanacije je kontrolirana geodetskim mjerenjima kojima je ustanovljen trend smanjenja prirasta pomaka u vremenu na temelju čega se može zaključiti da je sanacija izvedena uspješno. LITERATURA: AIT-Austrian Institute of Tehnology, Tehnička dokumentacije proizašla iz postojećih dokumenata i provedbe općih testova GEOPLUS proizvoda. TUVIT-ISP-2012001 – URETEK S.R.L. – Certifikat - Procjena postupaka URETEK DEEP INJECTIONS metode za konsolidaciju i stabilizaciju temeljnog tla injektiranjem ekspandirajuće smole. Wisconsin Department of Transportation, Division of Transportation Systems Development, Bureau of Technical Services, Materials Management Section - Evaluation of The URETEK Method of Pavement Lifting – Report, WI-02-07, April 2007. Sveučilište u Padovi, Hygiene-Institut des Ruhrgebiets - Gelsenkirchen, INSTITUT DR-ING. GauerRegenstauf, IGMAT d.d. – Ljubljana, Testovi mehaničkih karakteristika, trajnosti i utjecaja na okoliš injekcione smjese.
259 UDC: 624.3(23) (497.113) 624.191(23) (497.113) Izvorni naučni članak
SOME ASPECTS OF TUNNEL CONSTRUCTION IN THE FRUŠKA GORA MOUNTAIN Milinko Vasić, Mitar Đogo Faculty of Technical Sciences, University of Novi Sad, Novi Sad, Serbia ABSTRACT The paper briefly summarizes the geological structure of the Fruška Gora mountain and discusses some typical examples of tunnel construction. Tunnels were built in magmatic rocks, in solid and soft sedimentary rocks. Particularly important is the need for the most detailed investigation of terrain both before and during the construction of the tunnel. Compared to other engineering structures, constructing a tunnel is a very specific undertaking that requires the adequate choice of location and a multiphase investigation for each specific tunnel. The paper is particularly relevant from the aspect of constructing a tunnel through the Fruška Gora mountain, which is needed to build a highway. KEY WORDS: tunnel, geotechnical investigation, geotechnical classifications
NEKI ASPEKTI IZGRADNJE TUNELA U FRUŠKOJ GORI REZIME U radu je ukratko prikazana geološka građa Fruške Gore i razmatrani su neki karakteristični primeri izgradnje tunela. Tuneli su građeni u magmatskim stenama, u čvrstim i mekim sedimentnim stenama. Naročito se ističe potreba najdetaljnijih ispitivanja terena pre, a takođe i tokom izgradnje tunela. Mnoge su specifičnosti tunela u odnosu na druge građevinske objekte i ukazuje se naročito na potrebu pravilnog izbora lokacije tunela i višefaznosti ispitivanja za svaki konkretni tunel. Rad je naročito aktuelan sa stanovišta potrebe izgradnje tunela kroz Frušku Goru za potrebe autoputa. KLJUČNE REČI: tunel, geotehnička ispitivanja, geotehničke klasifikacije
INTRODUCTION Fruška Gora is a low mountain in the Pannonian Plain. It is of elongated shape, about 40 km long and 15 km wide. Its formation is related to tectonic activities in the earth's crust and the rise of the central region of Fruška Gora along a relatively long fault. Fruška Gora
260
is a Horst type mountain and its significant part is a national park. Tunnels were so far performed in the zone of the Petrovaradin Fortress, in the zone of the Sloboda Bridge, and in the wider area of Vrdnik, in magmatites and loess. For the purpose of designing and constructing a tunnel, the area needs to be examined in details. The tunnel as an object and the natural environment should form a unique entity. Three approaches are used in tunnel design: empirical, analytical and observational. The empirical approach is based on geotechnical classifications for tunnels, the reliability and accuracy of the analytical approach depend on the validity of soil parameters in the calculation analysis, while the observation approach is based on measurements in the rock massif, especially in the phase of construction of the tunnel. The paper briefly presents the structure of Fruška Gora and the geotechnical conditions for the construction of underground structures in the represented environments. Some aspects of tunnel construction have also been analyzed on specific examples. The aim of this paper is to confirm the necessity of the most detailed geotechnical investigation, particularly in large-profile long tunnels. The authors point out the need for detailed testing in several phases, especially before the final approval of the route and level of the tunnel. These phases allow the optimal route to be selected from geotechnical aspect and the final price of construction to be minimized. Upon the adoption of the route and level, geotechnical tests should be conducted with the aim of specifying the geotechnical conditions and maximizing the adjustment to the actual natural conditions. GEOLOGICAL SETTINGS Fruška Gora consists of complex geological structure, especially comparing with surrounding terrains, given the presence of many lithogenetic types of rocks, with pronounced tectonic relations among them. The serpentinites are the oldest. According to some authors, they are the products of altered gabbro-peridotites, which are of Paleozoic age. Apart from serpentinite, other Paleozoic rocks are also present – phyllites and schists and (mica, chlorite, amphibole). The direction of schist is, generally speaking, east-west, while the inclination is towards the south. On surface they appear in central parts of the mountain (Fig. 1). On the north side, the main belt of Paleozoic formations is generally limited by sediments of the upper Cretaceous. In the far western part it is limited by Miocene sediments and quaternary sediments in the south. Contact surfaces between serpentinite and Paleozoic schists are tectonic by nature. The Mesozoic is represented by rocks of Triassic, Jurassic and Cretaceous age. The rocks of Triassic age (T) are: conglomerates; followed by a series of purple and yellow sandstone; purple, gray and yellow clay shales and clayey sandstones; limestones. The upper Cretaceous (K) is represented by: basal conglomerates and breccias, coarse-grained sandstones, gray shales and marls which are alternating with sandstones and conglomerates, limestones, limy marls.
261
Figure 1. Geological map of Fruška Gora: Q-Quaternary; l-loess; Ng-Neogenic; α-trachytes (latites); K-Cretaceous; J-Jurassic; T-Triassic; M-Miocene; Pz-Paleozoic; Se-serpentinite; 11 transgressive border; 12-elements of layer inclination; 13-fault; 14-diapiritic contact; 15-overthrust; 16-open excavations; 17-underground mines; 18-mark of smaller landslides; 19-area affected by active landslides
Miocene sediments are fully developed. The lower Miocene is represented by: basal conglomerates, breccias and various sandstones. The middle Miocene consists of: conglomerates, sandstones, sandy marls, tufo-sands, clayey limestones, Leith sandstones and limestones. The upper Miocene consists of: conglomerates, sandstones, sands, clays, limestone, marl and marl clays. Marls are especially important; due to their suitability for exploitation in the cement industry they were named cement marls. Pliocene is represented by sands, sandy clays, while gravels and lignite are somewhat less present. The deeper facies consists of marls and marl clays. The middle Pliocene is represented by multicolored clays. Sands and gravels are present in a much lower degree. The upper Pliocene consists of yellowish sands, brownish sands, silts and clays. In the Quaternary (Q) sediments on land and in the aquatic environment were deposited. The oldest is the complex of sediments often called "Srem series" in the scientific literature. It is located below the surface loess. Lithologically they are highly heterogeneous and consist of irregularly alternating clays, sands and gravels. Loess builds relatively large areas in the northern and especially on the southern slopes of Fruška Gora. Morphologically speaking, loess builds the so called Fruška Gora loess plateau and the tongue forms of inflection zones between Fruška Gora streams. Loess within the inflection zones between streams is narrow and in some places extremely thick. For example, at the location of the Čardak water reservoir, its thickness is 23 m. These
262
loess-built inflection zones are starting from a level of about 400 meters and descend to the loess plateaus. The loess plateau encircles Fruška Gora on all its sides. Its average elevation is 120-140 m. Loess zone is of variable width. It is the smallest on the north side of the mountain. On the south loess builds much larger areas all the way to the lowest Fruška Gora step on the ŠidRuma-Stara Pazova line. Magmatic rocks are also participating in the structure of Fruška Gora. The following varieties are represented: trachytes, latites, altered peridotites, volcanic tuffs, dacitoandesites, melafirs, diabases, and gabbro. They appear in the form of intrusive penetration, in the form of wires, concordant breakthrough and volcanic outbursts. Magmatic rocks are of Paleozoic, Triassic, Cretaceous and Tertiary ages. In neotectonic terms Fruška Gora is a typical horst incurred with the relative rise along the system of longitudinal faults running in east-west direction (Fig. 2) and northward and southward facing slopes. In younger tectonic phases this basic structural form was subsequently separated into smaller blocks of various shapes and sizes by transverse and diagonal faults.
Figure 2. Map of neotectonic active faults, author: M.Marković
According to the analysis of satellite imagery, the most important structures are dozens of kilometers long. These are complex structures of different genesis, geometry and kinematics (fault zones, stepped faults, large individual faults). A much smaller number of faults are running in north-south or some other direction. These are short, one kilometer
263
long faults. These shorter fault structures are younger; most likely of Neogenic age (Marković et al., 1995). Quantitative geomorphological analysis – based on the relief's energy and the relief's deviations from the theoretical model and its development in time – has confirmed the findings that individual blocks along the faults are move relatively upwards, or relatively downwards. In this respect the east-west oriented faults are of essential importance. Fact is that neotectonic activities are continuously unfolding to this day. We are still lacking sufficiently precise data and measurements which would explain this complex topic. For the amount and nature of neotectonic movement to be more reliably identified it is necessary to conduct precise geodetic measurements. GEOTECHNICAL CONDITIONS FOR THE CONSTRUCTION OF THE TUNNEL Geotechnical conditions for the construction of the tunnel through Fruška Gora were considered only in principles, and these conditions are closely presented in some typical examples of construction. Tunnels have so far been built in hard rocks, while a very large number of small tunnels have also been made in soft, semi-bound rocks, i.e. loess. Historically, tunnels were built in the 18th century, predominantly in the area of the Petrovaradin Fortress. Their length is about 16 km, serving primarily for the purpose of defense. Also, the underground construction of tunnels and vertical pits in Vrdnik dates back to 1804, with the purpose of underground exploitation of brown coal. There are a large number of pits and mining galleries in which coal was dug. The depth of some pits was 274 m. Coal mining lasted until 1965, and the mine was closed in 1968. In 1931 a huge outburst of thermo-mineral water occurred in the excavation. The first railway tunnel was constructed on the old abandoned railway line under the Petrovaradin Fortress and it can also be examined today because it is in diabase and without supporting. The railway tunnel in Čortanovci is in operation and with supporting. A large number of small tunnels were built in loess sediments and their main purpose is for wineries and other needs. For special needs in the central region of Fruška Gora, significant underground objects have been constructed. The drainage system of the landslide in the zone of the Sloboda Bridge has one tunnel, and the Mišeluk tunnel is located in the continuation of the bridge. The construction of a tunnel through Fruška Gora is now particularly important because there is a need for a traffic tunnel on Novi Sad - Ruma highway. Geotechnical conditions for the construction of underground structures in Paleozoic rocks, i.e. serpentinites, are very unfavorable. Serpentinites are present along almost the entire length of Fruška Gora. Experiences in building a tunnel, especially the Zlatibor tunnel, confirm that geotechnical conditions of building in them are very complex and difficult. This primarily refers to digging conditions and the temporary and permanent stability of the excavation. Serpentinites contain better and worse quasi-homogenous zones. Worse zones are those where the serpentinites are intensively tectonically crushed and additionally
264
hydrothermally altered, which is a phenomenon particularly present in Fruška Gora. Test drilling confirmed this on the route of the newly designed tunnel through Fruška Gora on the future Novi Sad - Ruma highway. The better quasihomogenic zones of serpentinite are also unfavorable for tunnel construction, while the worse zones are very unfavorable. In better zones, this low favourability is particularly affected by the smooth shear cracks and the pronounced instability of the cracked zone. Research works and projects should ensure that the smallest possible portion of the tunnel will be constructed in serpentinites. The tests should be carried out in several phases based on principles of civil engineering. It is particularly important that in the initial phases, testing and design should be carried out for a number of solutions, with the best solution being finally selected from the geotechnical aspect, mitigating the presence of serpentinites in the excavation with the most favorable geotechnical properties. From the aspect of the construction of the tunnel, among the Mesozoic sediments, sediments of the Upper Cretaceous are particularly important and present, i.e. flysch sediments with altering shales, sandstones, and marls. Tunnels through these sediments of Fruška Gora have already been constructed and there are some experiences with them. Flysch sediments are typically layered rocks with varying layer orientation in relation to the excavation, they are relatively solid, more or less tectonized and cracked. Tunnels in these rocks can be successfully built using the NATM construction method. The presence of Mesozoic limestones in Fruška Gora is relatively low. Therefore, they are briefly presented in this paper, but limestones are generally known as a very favorable environment for tunnel construction. The specific features of Fruška Gora are characterized by slightly inclined slopes, both the northern slopes down to the Danube river and the southern slopes, so the portal portions of the tunnel are typically in quaternary and Pliocene sediments. These are dominated by clayey sandy sediments with a significant decomposition crust. In cutting the slopes for the portal portions of the tunnel, the calm landslides should be prevented from activation in the decomposition crust of these sediments. In quaternary loess sediments, there are a large number of short tunnels. Most of them were built for the needs of individual households located on the edge of loess sections, while some of them for the needs of wineries. The vast majority of them were excavated as conventional tunnels, the rest are essentially buried structures. As a rule, these buildings are lined, and loess is normally known as a favourable environment for their construction. Magmatites in Fruška Gora are the most represented in the central region of the mountain, and somewhat in the diabase in the zone of the Petrovaradin Fortress and partly in the Danube. In the central zone, the most important are the two magmatic bodies of trachyte and latite, in the length of several kilometers and the width of several hundred meters. These magmatites are favorable for the construction of underground structures and there are significant experiences with them. There are better and worse areas in magmatites in terms of geotechnical conditions for the construction of underground structures.
265
EXAMPLES OF TUNNEL CONSTRUCTION Tunnel below the Petrovaradin Fortress – the aspect of the tunnel's influence on surface objects Very detailed investigations and analyses were carried out in the existing tunnel below the Fortress with the goal of building a new traffic tunnel in that zone and restoring the demolished bridge on the Danube. The existing tunnel in diabases is without supporting and was available for examination. The analyses were carried out for the conditions of widening the existing tunnel and for two separate tunnels. The construction of the tunnel must not endanger the very important structures of the Fortress. In the continuation of the paper, only the geotechnical classification of rock masses is given based on known procedures of N. Barton (Q procedure), Z. I. Bieniawski (RMR classification) and M. Vasić (RBR procedure) (Vasić, 2007). Figure 3 shows the characteristic geotechnical cross-section along the length of the tunnel and the results of the geotechnical classifications of the diabases (Djogo et al., 2011).
Figure 3. Geotechnical cross-section of the tunnel
Numerical analyses of the influence of the tunnel construction in diabases have shown that the important surface structures of the Fortress will not be demaged by the construction of underground structures under consideration. Underground structures in magmatites – the aspect of choice of micro-location for a group of tunnels Magmatites of Fruška Gora are a good environment for the construction of tunnels, underground storages, etc. This is primarily true for trachytes and similar magmatic rocks that are significantly present in Fruška Gora. They can be thoroughly examined in two large
266
surface excavations, which has already been done during the construction of large underground structures. Problems with the exploitation of this area, both over and underground, arise from the fact that magmatites are present in the central area of the national park. The experience of building underground structures in them is important from two aspects. The first is that the investigation works and design were conducted at the preconcept phase, for the concept and the main project phase, during the construction and after that. In all these phases, the structure was adapted to the actual geotechnical conditions. The second aspect is in the fact that, after very extensive and thorough investigation, the structures were located in trachyte zones whose properties are better for the construction of underground structures. Figure 4 shows the characteristic zones in terms of construction conditions.
Figure 4. Zoning of the magmatite area
The Mišeluk tunnel - the aspect of tunnel excavation in open or conventional tunnel excavation The Mišeluk tunnel is located in the continuation of a large bridge over the Danube. Two variants of tunnel excavation were considered: an open excavation to the design depth with
267
corresponding slope inclinations, and conventional underground tunnel excavation. The tunnel was executed in open excavation for economic reasons. The excavation was carried out in loess sediments, below the loess in the Srem series, and in Pliocene clayey sandy sediments. The two tunnel tubes were subsequently buried. Tunnel in the landslide – the aspect of the most detailed examination of existing sliding planes A drainage tunnel from the upstream side of the bridge was constructed for the drainage system on the landslide in the Sloboda bridge zone, while from the downstream side the tunnel still should be built. The tunnel was started in a pusher chamber near the Danube and was laser-directed to the opening on the constructed drainage well. In the construction phase, there were two critical sections that were resolved with significant difficulties and after the most detailed testing. The problems occurred in zones of the main parting planes of the great Danube landslide. In these zones, in addition to the number of evident shear cracks, there are significant soft clay sediments and high amounts of free groundwater. During the excavation, all this material in sliding zones slipped and substantially filled the excavated part of the tunnel. The tunnel was successfully completed and it is now in operation (Djogo and Vasić, 2011). CONCLUSION Various types of magmatic, sedimentary and metamorphic rocks are represented in the structure of Fruška Gora. There are many tectonic-fault contacts between and within the mentioned rocks. The longest of them are longitudinal and equal to the length of Fruška Gora. A smaller number of faults are of the transverse type. Fault structures are unfavorable for tunnel construction particularly if the faults are active. The most favorable geotechnical conditions for the construction of underground structures are in magmatites of Fruška Gora. The most represented of them are the Fruška Gora trachytes which are located in two zones of several kilometers length and several hundred meters width. They have large-profile tunnels performed in them and were thoroughly examined in field and laboratory conditions. Some tunnels have been built in difficult geotechnical conditions, predominantly in clayey sandy sediments. When planning a tunnel, and selecting its route and level, it is necessary to minimize the portion of the tunnel that runs through serpentinites. Serpentinites are the oldest rocks of Fruška Gora. They build the deepest parts of the terrain, and in many locations, they are also present on the surface of terrain. Acknowledgment This work was financially supported by research grant No. TR36043 of the Serbian Ministry of Science and Technological Development.
268
REFERENCES: Đogo, M., Vasić, M., Ćosić, M.: Engineering geological evaluation of the conditions for constructing a bridge and a tunnel in the zone of the old Petrovaradin Fortress. Bulletin of Engineering Geology & the Environment, Volume 70, Number 1, pp. 139-142, Springer, Berlin 2011. Đogo, M., Vasić, M.: Landslide in the area of the bridge on the Danube in Novi Sad. Proceedings of the ICE - Geotechnical Engineering, Volume 164, Issue 1, pp. 3-10, London 2011. Marković, M., Pavlović, R., Čupković, T.: Kabinetska ispitivanja klizišta na desnoj obali Dunava kod Novog Sada. Saopštenja drugog simpozijuma Istraživanje i sanacija klizišta, pp. 143-149, Donji Milanovac 1995. Vasić, M.: Geotehničko klasifikovanje stenskih masa za podzemne objekte. Monografija, Fakultet tehničkih nauka, str. 1-175, Novi Sad 2007.
269 UDC: 624.133/.138(574) Stručni članak
PROJEKAT ZAŠTITE ISKOPA I NASIPANJA ZA POTREBE IZRADE NOVOG UNIVERZITETSKOG KOMPLEKSA U TEKELIJU, KAZAHSTAN Željko Žugić*, Mladen Mladenović** * Žis, biro za Geotehniku i Seizmologiju, Beograd,
[email protected] ** Student master studija Građevinski Fakultet ,Univerzitet u Beogadu REZIME Planiranje i projektovanje grupa objekata u složenim geološkim uslovima zahteva uključivanje projektatna geotehničke struke u ranoj fazi projekta. Projektat izgranje novog univerziteta u Tekeliju u Kazahstanu je jedan od primera gde je geotehnički aspekt nije analiziran u samom početku. Naporima projektanta zaštite kosina iskopa i nasipanja izvršeno je definisanje koncepta rešavanja geotehničkih problema i kao i usaglašavanje sa ostalim strukama (konstrukcija, putevi, pejzažno uređenje) koje su već bile u poodmakloj fazi. KLJUČNE REČI: Univerzitet Tekeli, Geotehnički aspekt, iskop i nasip, usklađivanje
CUT AND FILL DESING FOR CONSTRUCTION OF NEW UNIVERSITY COMPLEX IN TEKELI, KAZAHSTAN ABSTRACT During planning and designing of group of objects in complex geological conditions the involvement of the geotechnical specialists in the early phase of the project. Project of New University in Tekeli, Kazahstan is one of the example when geotechnical aspect was not considered at the beginning. After efforts of the designer of the cut and fill, the defining of concept of the solving the geotechnical issues as well as harmonizing with other design parts (structural, road, landscape) that hade already been in later phases. KEY WORDS: University of Tekeli, Geotechnical aspect, cut and fill, harmonizing
270
UVOD Cetralno Azijski Univerzitet (CAU), Tekeli, nalazi se na zapadnoj strani planine Jungar Ala Tau. U geomorfološkom smislu kompleks senalazi na brdovitom terenu u podnožju Jungar Ala Tau planine. Prirodne padine doline su strme u gornjem delu, karakteristično zaravnjene u središnjem delu formirajući visoravni i zaravnjene u podnožju, u blizini gradilišta CAU Tekeli. Projekat opisuje specifičnosti izrade projekta zaštite iskopa i projekta nasipanja na celom kompleksu. GEOTEHNIČKI USLOVI NA LOKACIJI Sve geološke i geotehničke karakteristike tla uzete su iz postojećih izveštaja(literatura). Sledeće geomorfološke karakteristike su specifične za ovu regiju: grebeni prekriveni niskim rastinjem, ponegde sa hidrofilnom vegetacijom, formirani na visoravnom terenu. Na ispitivanom području nađeni su glineni, peščani i šljunkoviti slojevi tla, nastali u vreme Holocena, srednjeg i kasnog Pleistocena. Ispitivano područje sadrži sledeće geološko litološke forme, u redoledu od najkasnijih do najranijih: 1.Nasuti materijal, veštački tanki slojevi ljudskog porekla bez uticaja na zemljane radove. 2.Vegetacija i zemljište, tanki slojevi Diluvijuma na malim dubinama. 3 / 4. Muljevite naslage lesa, sadrži vezane čestice mulja i gline u formi prašnjaste gline i muljevitog tla, diluvium and proluvial lower quaternary compounds. Nekonsolidovani gornji slojevi Lesa (3) su sačinjeni od 4-27% finog materijala, 58-92 % mulja, 8-35 % peska. Izmerena je vlažnost od 8÷20% (~15% u proseku). The Liquid Limit was determined 22÷31% u proseku 25%, Indeks plastičnosti 7-11% prosečno ~10%, i indeks stišljivosti 0.55 – 1.73, prosečno 1.01. U skladu sa „U.S.C.S.“ klasifikacijom sloj je okarakterisan kao „CL“. Konsolidovane, niže naslage lesa (4) sačinjene su od sličnih sastojaka tla kao prethodni sloj. Vlažnost je takođe slična prethodnoj, 9÷24% (~16% prosečno). The Liquid Limit was determined 21÷29% prosečno 25%, Indeks plastičnosti 7-13% prosečno ~9%, indeks stišljivosti 0.13 – 1.76, prosečno 0.94. U skladu sa „U.S.C.S.“ klasifikacijum sloj je okarakterisan kao „CL“. Debljina Lesa je promenljiva, jer granice između Lesa, Koluvijuma i Glacija su često teško odredive; u gavnom Les je tanji u centralnom delu kompleksa. Lesno tlo se pokazalo kao relativno suvo i homogeno, unstratified blanked i otporno muljevito tlo. Sa druge strane, les je porozan i krhk, osetljiv na pristustvo vode i vibracija (npr. mehanizacija) i veoma utiče na njegove karakteristike. Zato je veoma podložan eroziji u uslovima slabe drenaže u obastima velike zasićenosti Lesom gde on može smanjiti čvrstoću gline. Međutim, les je porozan i krh – struktura podložna kolapsu, osetljiva na vodu i vibracije (mehanizacija) što drastično utiče na njegovu postojanost u vremenu i prostoru. Stoga, vrlo je osetljiv na brzu eroziju u uslovima malih područja odvodnjavanja i zasićenje lesnog tla može dovesti do omekšavanja veziva gline i smanjenja čvrstoće.
271
Nisu nađene podzemne vode tokom ispitivanja tla, ali vlažnost tla može da se poveća natapanjem usled kiše ili drugih izvora koji usrokuju postepeu akumulaciju vlaga u tlu usled prodiranja površinskih voda, kao i otpadnih voda sa gradilišta.
Slika 1. Situacioni prikaz novog univerzitetskog kompleksa Figure 1. Plan view of the new university complex
Geotehnička procena pordučja, dobijena na osnovu istražnih radova ukazuje da su geotehnički uslovi pvoljniji u blizini objekata u odnosu na uslove u okoini potpornog zida. OBEZBEĐENJE ISKOPA Geotehnički uslovi i analiza stabilnosti jame najdubljeg objekta su pokazali da je za obezbeđivanje najdublje temeljne jame (objekti za fakultetske apartmane) neophono postavljanje šipova i ankera. Potrebni su šipovi precnika Ø600mm, dužine 16.5m, povezani naglavnom gredom, i dva reda ankera, Ø38mm, dužine 12m. Imajući u vidu rastojanje između šipova predviđena je izrada prskanog betona debiljine 10cm sa ugradnjom mrežaste armature.
272
Slika 2. Poprečnih presek- interakcija 2 objekta i glavne ununtraćnje saobraćajnice Figure 2. Cross section – interaction of the 2 buildings and main internal road
Geotehnički uslovi i analiza stabilnosti temenjih jama objekata i kosina saobraćajnica na kompleksu idikuju da je potrebno napraviti iskop sa maksimalnim nagibom 1:2.0 da bi se obezbedila stabilnost u toku izgradnje. Kod viših kosina potrebno je konstruisati betonski kanal u podnžju kosine iskopa dimenzija 0,5m dubine, 1,5m širine, debljine 10cm radi veštačkog odvodnjavanja. Za kosine koje će usled dinamike izgradnje stojati otvorene duže vreme otvorene, kao i za stalne kosine pored puta predviđena je zaštita odgovarajućim materijima (takozvano slameno ćebe). KRITERIJUMI ZA NASIPANJE- VRAĆANJE ISKOPANOG MATERIJALA Nasipanje se vrši u slojevima 30-40cm sa utabavanjem valjkom težine 10-20t od ivica prema sredini iskopine.Pri nasipanju svaki sloj zemlje treba da bude optimalne vlažnosti kako bi se postigla optimalna kompaktnost. Krijetrijumi za vraćanje materijala su prkazani u tabelama 1 i 2.
273
Tabela 1. Kriterijumi za nasipanje 1 Table 1. Filling criterions 1 Kategorija
Uniformost
Modif. Proctor
Bubrenje
Sadržaj ororganskih čestica
E1 (u blizini objekta)
6
>95%
<1-3%
<3
E2 (ostalo naspanje )
3
>85%
<6%
<6%
Tabela 2. Minimalni uslovi za nasip Table 2. Minimal conditions for filling material Dmax Sadržaj sitnih čestica Vlažnost WL (mm) <0.06mm w
plastčnost Ip
E1 (u blizini objekta)
<60
<65%
< 15%
< 10%
E2 (ostalo naspanje )
<150
<75%
< 30%
Kategorija
< 35%
< 12%
Slika 3. Interakcija projektnog rešenja sa projektom saobraćajnica i pejzažnog uređenja Figure 3. Interaction of design solution with road and landscape designs
274
ZAKLJUČAK U radu su prikazani osnovni podaci vezano za geotehničke uslove i projekat zaštite kosina i projekte nasipa univerzitetskog kompleksa u Tekeliju. Glavno iskustvo dobijeno tokom izrade ove tehničke dokumentacije je vezano za interakciju sa drugim strukama (konstrukcija, putevi, pejzažno uređenje, odvodnjavanje) koje pored prirodnih ograničenja (geološki i seizmički uslovi) mogu predstavljati ozbiljan ograničavajući faktor za projektanta pogotovo imajući u vidu ako su preostali delovi projekta u poodmakloj fazi. Analizom geotehničkih aspekata prilikom u fazi konceptualnog rešavanja problema na ovako velikim projektima bi se nesumljivo predupredile mnoge situacije do kojih se došlo u fazi detaljne razrade tehničke dokumentacije.
LITERATURA:
Centralno Azijski univerzitet u Tekiliju (prva faza konstrukcije, Konstrukcijska faza projektovanja), KazGIZ, 2011, Izveštaj Geomorfološke i Seizmičke procene od strane „Ove Arup & Partners International Ltd“, April 2012 (Reg. br. 123620) Izveštaj Geotehničke Seizmičke revizije, Centralno azijski univerzitet, Tekeli, Kazahstan, od strane WS Parson Brinckerhoff. Projekat zaštite iskopa i nasipa za objekte Novog Univerzitetskog kompleksa u TekelijuKazahstan.Ž.Žugić. Decembar 2016
275 UDC: 624.131.5 624.191(497.11) Stručni članak
3D MKE ANALIZA POMERANJA U TLU USLED IZGRADNJE PLITKOG TUNELA Snežana Maraš-Dragojević Univerzitet u Beogradu,Građevinski fakultet,Bulevar kralja Aleksandra 73,
[email protected] REZIME U radu je sprovedena numerička analiza pomeranja koja se javljaju u tlu oko tunelskog otvora tokom izgradnje tunela. Razmatrana je izgradnja plitkog tunela sa otvorenim čelom u beogradskoj laporovitoj glini. Ovaj problem je aktuelan s obzirom da se planira početak izgradnje metroa u Beogradu u skoroj budućnosti. Sprovedena je 3D simulacija procesa izgradnje tunela primenom metode konačnih elemenata. Prikazani su profili sleganja površine terena kao i konture vertikalnih i horizontalnih pomeranja i ukupni vektori pomeranja u tlu oko tunelskog otvora. KLJUČNE REČI: tunel, metoda konačnih elemenata, 3D analiza, pomeranja, glina
3D FE ANALYSIS OF GROUND DISPLACEMENTS INDUCED BY SHALLOW TUNNELLING ABSTRACT This paper presents a numerical analysis of ground displacements induced by tunnelling. An open face shallow tunnel in Belgrade marly clay was considered. This is a topic of interest given that the start of the Belgrade metro construction is planned in the near future. The 3D simulation of the tunnel construction process was carried out using the finite element method. The ground surface settlement profiles as well as contours of vertical and horizontal displacement and total displacement vectors in the ground around the tunnel opening are presented. KEY WORDS: tunnel, finite element method, 3D analysis, displacements, clay
UVOD Izgradnja tunela u urbanim područjima, na maloj dubini, u tlu ili mekoj steni, dovodi do pomeranja u tlu koja mogu imati negativne efekte na postojeće nadzemne i podzemne objekte. Zbog toga je izuzetno značajno da se pre početka izgradnje plitkog tunela predvide
276
pomeranja u tlu oko tunelskog otvora, naročito kada se tunel gradi sa otvorenim čelom (NATM ili štit sa otvorenim čelom). Pri projektovanju tunela, proračunsko modeliranje ima za cilj predviđanje ponašanja složenog sistema: tunelska konstrukcija-tlo/stena. Izgradnja tunela je 3D proces pa je za adekvatnu analizu naponsko-deformacijskih stanja u tunelskoj konstrukciji i okolnoj sredini neophodno primeniti 3D numeričko modeliranje. 3D MKE simulacija procesa izgradnje tunela (sekvenci iskopa i podgrađivanja) omogućava da se uzmu u obzir naponsko-deformacijske promene na čelu tunela (delimična relaksacija primarnih napona) bez uvođenja dodatnih pretpostavki (koje su neophodne kod 2D modela, vidi Maraš-Dragojević, 2011). Iako je primena numeričkih metoda u inženjerskoj praksi još uvek ograničena na 2D modele, zahvaljujući napretku kompjuterske tehnologije, u literaturi se može naći sve veći broj radova u kojima je sprovedeno 3D modeliranje izgradnje tunela (Franzius et al, 2005; Lee and Ng, 2002; Maraš-Dragojević, 2012; Maraš-Dragojević, 2015; Mašin, 2009; Ng and Lee, 2005; Svoboda et al., 2010; Vermeer et al., 2002; Yazdchi et al., 2006). U ovom radu je sprovedena 3D MKE simulacija izgradnje tunela sa otvorenim čelom u glinovito-laporovitim sredinama karakterističnim za uže-gradsko područja Beograda. Prikazana su vertikalna i horizontalna pomeranja u tlu oko tunelskog otvora dobijena 3D analizom. S obzirom da je planiran početak izgradnja metroa u Beogradu u skoroj budućnosti, analizirani problem je izuzetno aktuelan. 3D MKE MODEL Na slici 1 prikazan je usvojeni 3D model konačnih elemenata. Profil terena se sastoji od sloja lesa debljine 5m, ispod koga je sloj degradirane, žuto-mrke laporovite gline debljine 15m koji leži na sloju sive neizmenjene laporovite gline i lapora. Analizira se izgradnja tunela kružnog preseka prečnika 6m sa betonskom oblogom debljine 0.35m (prema Studiji tehničko ekonomske podobnosti brzog javnog gradskog saobraćaja u Beogradu, faza 3: Idejna inženjerska rešenja prve etape metroa, 1981). Proračuni su sprovedeni za tunel sa osom na dubini z0=15m u žuto-mrkoj degradiranoj laporovitoj glini. Sprovedena je 3D simulacija procesa izgradnje tunela primenom step-by-step (korak-pokorak) postupka (Katzenbach and Breth, 1981; Swoboda et al., 1989; Wittke, 1990). Početni korak je analiza inicijalnog ili in-situ stanja napona u tlu nakon čega sledi simulacija, korak-po-korak, sekvenci iskopa i podgrađivanja. Izgradnja tunela je simulirana u negativnom y-pravcu na dužini 80m, počev od y=0, u 40 proračunskih koraka sa dužinom iskopa (nepodgrađenom deonicom na čelu) od d=2m. Proračuni su urađeni primenom programskog paketa DIANA Finite Element Analysis koji omogućava trodimenzionalnu nelinearnu analizu, kao i modeliranje fazne izgradnje (DIANA FEA User’s Manual).
277
Slika 1. 3D model konačnih elemenata (40. korak proračuna) Figure 1. 3D finite element mesh (40. calculation step)
Usvojena je pretpostavka elasto-plastičnog ponašanja materijala sa Mohr-Coulomb-ovim (MC) uslovom loma. Razmatrana je situacija bez nivoa podzemne vode, a proračuni su sprovedeni primenom drenirane analize. Usvojeni parametri MC modela su dati u Tabeli 1. Dilatancija je zanemarena tako što je usvojeno da je ugao dilatancije svih slojeva nula. Betonska obloga debljine 0.35m modelirana je uz pretpostavku linearno elastičnog ponašanja betona sa parametrima ρ=2.5 g/cm3, E=15GPa i ν=0.15. Tabela 1. Parametri MC modela Table 1. Parameters of the MC model Sloj 1. Les 2. Degradirane laporovite gline 3. Sive neizmjenjene laporovite gline i lapori
ρ (g/cm3)
E (MPa)
ν
c’ (kPa)
φ’ (°)
K0
1.85 2.0 2.0
10 15 60
0.4 0.3 0.3
18 20 60
23 20 25
0.65 0.85 0.58
REZULTATI ANALIZA Na slici 2 prikazan je podužni profil sleganja površine terena dobijen u 40. koraku proračuna, pri simulaciji izgradnje tunela na dužini 40x2m=80m. Kao što se vidi na slici, stacionarno stanje (steady-state) pomeranja (horizontalni deo podužnog profila) je postignuto na oko 30m (5D) iza čela tunela. Na slici 3 prikazani su poprečni profili sleganja površine terena, dobijeni u 40. koraku proračuna, za vertikalne preseke na čelu tunela: y=-80m i y=-78m, kao i za presek y=-50m (steady-state pomeranja). Može se uočiti da sleganja površine terena u oblasti čela tunela predstavljaju značajan procenat ukupnih sleganja.
278
Slika 2. Podužni profil sleganja površine terena (čelo tunela na y = -80m) Figure 2. Longitudinal ground surface settlement profile (tunnel face at y = -80m)
Slika 3. Poprečni profili sleganja površine terena (čelo tunela na y = -80m) Figure 3. Transverse ground surface settlement profiles (tunnel face at y = -80m)
Na slici 4 prikazane su konture vertikalnih pomeranja u podužnom preseku kroz osu tunela (x=0), a na slici 5 u poprečnim presecima y=-78m i y=-50m.
279
Slika 4. Konture vertikalnih pomeranja u podužnom preseku kroz osu tunela (x=0) Figure 4. Contours of vertical displacement in longitudinal section (x=0)
Slika 5. Konture vertikalnih pomeranja u poprečnim presecima y=-78m i y=-50m Figure 5. Contours of vertical displacement in transverse sections y=-78m and y=-50m
Konture horizontalnih pomeranja (u pravcu y) u podužnom preseku x=0 prikazane su na slici 6, dok su na slici 7 prikazane konture horizontalna pomeranja (u pravcu x) u poprečnim presecima y=-78m i y=-50m.
280
Slika 6. Konture horizontalnih pomeranja u podužnom preseku kroz osu tunela Figure 6. Contours of horizontal displacement in longitudinal section (x=0)
Slika 7. Konture horizontalnih pomeranja u poprečnim presecima y=-78m i y=-50m Figure 7. Contours of horizontal displacement in transverse sections y=-78m and y=-50m
Vektori ukupnih pomeranja u podužnom preseku kroz osu tunela (x=0) prikazani su na slici 8, a u poprečnim presecima y=-78m i y=-50m na slici 9.
281
Slika 8. Vektori ukupnih pomeranja (faktor uvećanja 20) u podužnom preseku kroz osu tunela (x=0) Figure 8. Displacement vectors (scale factor 20) in longitudinal section (x=0)
Slika 9. Vektori ukupnih pomeranja (faktor uvećanja 50) u poprečnim presecima y=-78m i y=-50m Figure 9. Displacement vectors (scale factor 50) in transverse sections y=-78m and y=-50m
Na osnovu rezultata sprovedene 3D analize može se učiti (slike 4-9) da se u oblasti čela tunela javljaju znatna pomeranja konture iskopa. ZAKLJUČAK U radu je sprovedena numerička analiza pomeranja koja se javljaju u tlu oko tunelskog otvora tokom izgradnje tunela. Razmatrana je izgradnja plitkog tunela sa otvorenim čelom u beogradskoj laporovitoj glini. Ovaj problem je aktuelan s obzirom da se planira početak
282
izgradnje metroa u Beogradu u skoroj budućnosti. Sprovedeno je 3D MKE modeliranje procesa izgradnje tunela koje omogućava da se uzmu u obzir naponsko-deformacijske promene na čelu tunela. Sprovedena 3D analiza je pokazala da sleganja površine terena u oblasti čela tunela predstavljaju značajan procenat ukupnih sleganja. Takođe, za razmatrani slučaj izgradnje tunela sa dužinom napredovanja (nepodgrađenom deonicom na čelu tunela) od 2m, dobijena su znatna pomeranja konture iskopa na čelu tunela što ukazuje na potrebu da se pri izgradnji tunela klasičnim metodama (NATM) povede računa o stabilnosti čela iskopa. LITERATURA: DIANA Finite Element Analysis, User’s Manual release 9.4.3, TNO DIANA BV, Delft, 2010. Franzius J.N., Potts D.M., Burland, J.B.: The influence of soil anisotropy and K0 on ground surface movements resulting from tunnel excavation. Géotechnique, 55(3), 189-199, 2005. Katzenbach R. and Breth H.: Nonlinear 3-D Analysis for NATM in Frankfurt Clay. Proc. 10th ICSMFE, Stockholm, pp. 315-318, 1981. Lee G.T.K. and Ng C.W.W.: Three-dimensional analysis of ground settlements due to tunnelling: Role of K0 and stiffness anisotropy. Proc. of the International Symposium on Geotechnical Aspects of Underground Construction in Soft Ground., Lyon, 617- 622, 2002. Maraš-Dragojević S.: Numerička analiza sleganja površine terena usled izgradnje tunela. Zbornik radova četvrtog naučno-stručnog savetovanja Geotehnički aspekti građevinarstva, ed. prof.dr. R. Folić, Savez građevinskih inženjera Srbije i Srpsko društvo za mehaniku tla i geotehničko inženjerstvo, str. 161-168, 2011. Maraš-Dragojević S.: Sleganje površine terena usled izgradnje tunela. Doktorska disertacija, Građevinski fakultet Univerziteta u Beogradu, 2012. Maraš-Dragojević S.: Sleganja usled izgradnje tunela u beogradskim glinovito-laporovitim sredinama – uticaj dubine tunela. Zbornik radova šestog naučno-stručnog međunarodnog savetovanja Geotehnički aspekti građevinarstva, ed. prof.dr. R. Folić, Savez građevinskih inženjera Srbije, str. 241-248, 2015. Mašin D.: 3D Modeling of an NATM Tunnel in High K0 Clay Using Two Different Constitutive Models. Journal of Geotechnical & Geoenvironmental Engineering © ASCE, September 2009, 1325-1335, 2009. Ng C.W.W. and Lee G.T.K.: Three-dimensional ground settlements and stress-transfer mechanisms due to open-face tunnelling. Canadian Geotechnical Journal, 42, 1015-1029, 2005. Svoboda T., Mašin, D., Boháč, J.: Class A predictions of a NATM tunnel in stiff clay. Computers and Geotechnics 37, 817–825, 2010. Swoboda G., Mertz W. and Schmid, A.: Three-dimensional numerical models to simulate tunnel excavation. Proc. 3rd Int. Conf. on Numerical Models in Geomechanics, Niagara Falls, pp. 536-548, 1989. Vermeer P.A., Bonnier P.G., Möller S.C.: On a smart use of 3D-FEM in tunnelling. Proc.of the 8th Int. Symp. on Numerical Models in Geomechanics – NUMOG VIII, Rome, Balkema, Roterdam, 361–366, 2002. Yazdchi M., Macklin S.R., Yeow H.C.: 3D modelling of sprayed-concrete-lined tunnels in clay. Proceedings of the Institution of Civil Engineers, Geotechnical Engineering, 159, Issue GE4, 243–250, 2006. Wittke W.: Rock Mechanics: Theory and Applications with Case Histories. Springer-Verlag, Berlin, 1990.
283 UDC: 625.164(497.11) Stručni članak
SANACIJA NESTABILNIH KOSINA NA PRUZI BEOGRAD-VRBNICA, DEONICA: RESNIKVALJEVO Marina Janković*, Ivana Vujović **, Vjekoslav Budimir*** * Saobraćajni institut CIP, Nemanjina 6/IV, Beograd, email:
[email protected] ** Saobraćajni institut CIP, Nemanjina 6/IV, Beograd, email:
[email protected] *** Geobrugg AG Representative office in the Republic of Croatia, Avenija Većeslava Holjevca 40, Zagreb, Croatia, email:
[email protected] REZIME U radu je predstavljena upotreba održivih materijala u projektovanju sanacije 11 (jedanaest) nestabilnih kosina na pruzi Beograd-Vrbnica(granica sa Crnom Gorom), deonica : ResnikValjevo. Sanacija je većim delom izvedena, a primenjen je sistem zaštite i sanacije kosina nosivim mrežama koje u kombinaciji sa odgovarajućim ankerima i pričvrsnim pločama čine jedinstven prednapregnuti sistem koji garantuje trajnost sanacije i visok ujednačen stepen pouzdanosti. U projektima su upotrebljene barijere za zaštitu od odrona, nosive mreže Tecco® ili Spider® kao i zaštitne sekundarne mreže. KLJUČNE REČI: sanacija kosina, održivi materijali, nosive mreže, barijere za zaštitu od odrona
SLOPES STABILIZATION ON RAILWAY LINE BEOGRAD- VRBNICA, SECTION RESNIKVALJEVO ABSTRACT The paper presents the use of sustainable materials in the designs of stabilization of 11 (eleven) unstable slopes on the Belgrade-Vrbnica railway (Montenegro border). The stabilization was almost completed by using the systems of slope protection with high tensile steel wire mesh, which is used in combination with the appropriate anchors and fixing plates and it makes a unique pre-stressed system that guarantees the durability of slope stabilization and a high level of reliability. In the designs of slopes stabilization are used: Rockfall protection barriers, high tensile steel wire mesh Tecco® or Spider® as well as protective secondary mesh. KEY WORDS: slope stabilization, sustainable materials, high tensile steel wire mesh, rockfall protection barriers
284
UVOD U okviru rekonstrukcije pruge Beograd - Vrbnica (granica sa Crnom Gorom), na deonici: Resnik-Valjevo, projektima je predviđena sanacija 11 kosina na ukupnoj dužini od 2682 m. Pre početka izvođenja radova Investitor je odustao od izvođenja sanacije na kosini br.11 tako da je sanirano ukupno 10 (deset) kosina na dužini od 2497 m. Radovi na sanaciji ovih 10 kosina su počeli u decembru 2016. godine, a završeni su velikim delom u julu 2017. godine, a u toku su još samo dopunski radovi na sanaciji. Svaka kosina je projektovana zasebno prema svojim specifičnostima, a njihova sanacija obuhvata rešenje površinske nestabilnosti kosina do koje je došlo tokom eksploatacije pruge. Za svaku kosinu su izvršena geotehnička istraživanja, a generalno geološku građu kosina čine: peščarko- laporovito- glinoviti sedimenti jursko-kredne starosti, poznati pod nazivom neokomski fliš, savremeni aluvijalni sedimenti kao i tehnogeni materijali u zoni postojeće pruge (Slika 1.). Tokom eksploatacije pruge u više navrata je dolazilo do ispadanja odlomaka stenske mase iz vršnih delova kosina, kao i spiranja i osipanja finozrnog materijala i drobine u neposrednu zonu pruge i kanala (Slika2.). Visine kosina predviđenih za sanaciju su različite i kreću se od 4 do 25 m.
Slika 1. Materijal na kosini
Slika 2. Materijal uz prugu
285
SANACIONE MERE ZA STABILIZACIJU KOSINA Prilikom izbora i usvajanja načina osiguranja i sanacije predmetnih kosina projektanti su se rukovodili sledećim principima: -izbor rešenja koje ima visok stepen pouzdanosti svih komponenti - trajna i potpuna stabilizacija kosine fleksibilnom konstrukcijom - primena savremenih i najkvalitetnijih materijala koji osiguravaju dugi vek trajanja - relativno jednostavno i brzo izvođenje radova na sanaciji - minimalni troškovi održavanja - estetski zahtevi ( uklapanje u ambijent) - ekološki efekt ( minimalna emisija ugljen dioksida) Pridržavajući se ovih principa prilikom usvajanja konačnog rešenja za sanaciju eliminisani su klasični načini sanacija (torkret, putarske mreže,...). Uzimajući u obzir geološki sastav terena na predmetnim kosinama, sve sprovedene analize kao i smernice i preporuke nemačkih železnica DB projektanti su se opredelili za inovativni sistem zaštite i sanacije kosina švajcarske kompanije Geobrugg AG koji do sada nije primenjivan u Srbiji, ali je godinama unazad uspešno primenjivan u preko 45 država širom sveta, a naročito u Nemačkoj i Švajcarskoj. Takođe, u tim zemljama, vrlo često se koristio u sanaciji kosina na železničkim prugama, što je dodatno dalo akcenat na odabir rešenja. Generalno za sanaciju svih nestabilnih kosina na deonici pruge: Resnik-Valjevo primenjen je sistem koji se sastoji od nosivih (primarnih) mreža Tecco® ili Spider® i po potrebi zaštitnih (sekundarnih) i antierozivnih mreža koje u kombinaciji sa odgovarajućim ankerima i pričvrsnim pločama čine jedinstven sistem koji prednapreže kosinu po čitavoj površini, a ne lokalno, čime se stabilizuje cela kosina. Ovakav sistem garantuje trajnost sanacije i visok ujednačen stepen pouzdanosti. (Slika3.)
Slika 3. Kosina 2 Figure 3. Slope no.2
286
Uslov uspešne sanacije je pored pravilne ugradnje ovog sistema i primena visokokvalitetnih materijala od kojeg su napravljeni svi elementi sistema. Sve mreže ovog sitema imaju visoke zatezne čvrstoće žice ft ≥ 1770,0 N/mm2, a svi elementi sistema su ujednačenog kvaliteta i moraju biti antikorozivno zaštićeni za što duži vek trajanja. Sve projektom predviđene nosive mreže, imaju zahtevanu zateznu čvrstoću, otpornost na proboj, otpornost na smicanje i otpornost na zatezna naprezanja paralelna kosini kao i zahtevanu deformabilnost konstruktivnih elemenata. Ove karakteristike su neophodne da bi se kosina stabilizovala u potpunosti, a to se postiže primenom projektovanog sistema jasno definisanih karakteristika i kvaliteta. Takođe, vrlo važan zahtev projektantima je bilo smanjeno održavanje i troškovi održavanja u vreme eksploatacije pruge. Pravilnom ugradnjom projektovanih sistema zaštite, održavanje je svedeno na minimum ili ga gotovo i nema, tako da su ukupni troškovi Investicije znatno manji od troškova koji bi bili primenom drugih sistema sanacije (nosive mreže i čelične sajle). U tom smislu su eleminisani iz izbora kompozitni sistemi sa komponentama neujednačenog kvaliteta materijala, a naročito po pitanju deformabilnosti. (Slika 4.)
Slika 4. Kosina 5 Figure 4. Slope no.5
Na predmetnim kosinama kao mere sanacije su upotrebljene:
287
• • • • •
barijera za zaštitu od odrona kamena ( 12,00 m1 ), kapaciteta 100 kJ i visine 2 m, kao zaštita portala tunela, nosiva mreža Tecco® G65/2 (3.400,00 m2) debljine žice 2 mm nosiva mreža Tecco® G65/3 (25.770,00 m2) debljine žice 3 mm, delimično sa podlogom Tecmat® mreže za sprečavanje erozije (1.080,00 m2) nosiva mreža od spiralno upletenih čeličnih žica Spider® S3-130 (8.600,00 m2) sa sekundarnom mrežom Deltax® G80/2, debline žice 2 mm. u kombinaciji sa 5.000 odgovarajućih ankera ( fi 32 mm), na projektovanom rasteru (od 2,00 – 3,00 m) i pričvrsnim pločama Spikeplate P33/40N čine jedinstven prednapregnut sistem.
Projektovane mreže se postavljaju na kosinu preko već ubušenih ankera koji se injektiraju injekcionom smjesom, a zatim se na postavljene mreže i ubušene i injektirane ankere postavljaju pričvrsne ploče i pritežu se po površini silom do 50 kN i na taj način dodatno prednaprežu sklop po celoj površini kosine. (Slika 5.) Nosiva mreža se na kosini dodatno učvršćuje sa svih strana čeličnim užadima Ø 10 mm, koja se vezuju na rubna kablovska sidra i tako je predmetna kosina u potpunosti utegnuta i ceo sistem sprečava da bilo šta sa kosine padne na prugu. Svi materijali primenjeni u projektima su od visokovrednog čelika i ujednačenog su kvaliteta što utiče na trajnost sanacije i visok i ujednačen stepen pouzdanosti. (Slika 6.)
Slika 5. Kosina 2 Figure 5. Slope no.2
288
Slika 6. Kosina br.7 Figure 6. Slope no.7
ZAKLJUČAK Tokom izvođenja sanacija kosina na ovoj dionici, dokazala se jednostavnost i brzina izvođenja ovog sistema sanacije. Sami izvođači radova, kao i Investitor, bili su iznenađeni i vrlo zadovoljni dinamikom radova. Obilaskom na terenu, u toku izvođenja radova uočeni su neki manji nedostaci kod predviđenih površina za sanaciju nosivom mrežom koji Projektom nisu mogli biti predviđeni pre čišćenja i kavanja kosina, a koji su tretirani kao dopunski radovi. Dopunski radovi nisu bili veći od 10-15% u odnosu na projektom predviđene radove. Ovo je u potpunosti u saglasnosti sa dosadašnjom praksom na izradi ovakvih konstrukcija u svetu. Ovim Projektom, dokazano je, da korišćenje novih tehnologija i novih materijala može ubrzati izvođenje radova na sanaciji kosina, a ujedno u većoj meri zadovoljiti zadate kriterijume sigurnosti, trajnosti i minimalnog održavanja. LITERATURA: Marina Janković: Glavni projekat rekonstrukcije glavnom opravkom pruge (Beograd) Resnik Vrbnica (granica sa Crnom Gorom), na deonici I : Resnik - Valjevo od km 0+425 do km 78+050, dužine 77,625кm, Knjiga 11: Glavni projekat sanacije nestabilnih kosina, Sveske: 3, 5, 6, 8 i 9 Ivana Vujović: Glavni projekat rekonstrukcije glavnom opravkom pruge (Beograd) Resnik - Vrbnica (granica sa Crnom Gorom), na deonici I : Resnik - Valjevo od km 0+425 do km 78+050, dužine 77,625кm, Knjiga 11: Glavni projekat sanacije nestabilnih kosina, Sveske: 1, 2, 4, 7 i 10
289 UDC: 624.131.537 Izvorni naučni članak
ANALIZA STABILNOSTI KOSINA U BLOKOVSKI IZDELJENOJ STENSKOJ MASI Zoran Berisavljević*, Laslo Čaki**, Dragoslav Rakić**, Gordana Hadži-Niković**, Dušan Berisavljević*** * Koridori Srbije, Kralja Petra 21, Beograd,
[email protected] ** Rudarsko-geološki fakultet, Đušina 7, Beograd *** Saobraćajni institut CIP, Nemanjina 6, Beograd REZIME U radu su prikazani rezultati analiza stabilnosti kosina nakon primene Voronoi mozaika za simuliranje fragmentacije (usitnjavanja) intaktnih blokova ispucale stenske mase. Cilj je ispitati uticaj veličine Voronoi elementa tj. dužine pukotina, relativnog pomeranja na krajevima pukotina, promene normalne i smičuće krutosti i intaktnih parametara na veličinu faktora sigurnosti i položaj kritične klizne površi. Rezultati analiza stabilnosti pokazuju da se smanjenjem Voronoi elementa smanjuje veličina faktora sigurnosti. Kada se omogući pomeranje na krajevima pukotina veličina faktora sigurnosti se smanjuje u slučaju većih dimenzija Voronoi elemenata. Kod manjih dimenzija intaktnih blokova ovaj uticaj postaje beznačajan. Promena veličine normalne i smičuće krutosti i njihovog odnosa utiče na veličinu faktora sigurnosti, a u pojedinim slučajevima i na položaj kritične klizne površi. Promena intaktnih parametara u razumnom opsegu nema većeg uticaja na konačni rezultat. KLJUČNE REČI: Voronoi mozaik, usitnjavanje, krutost, pukotina
STABILITY ANALYSIS OF BLOCKY ROCK SLOPES ABSTRACT This paper presents the results of slope stability analyses obtained from applying Voronoi tessellation to simulate fragmentation process of jointed rock mass. The aim of the study is to investigate the influence of Voronoi element size i.e. joint length, joint end conditions, change in normal and shear stiffness and intact parameters on the safety factor value and position of critical sliding surface. The results of analysis show that reduction in Voronoi element size reduces the safety factor value. In the case of larger Voronoi elements the relative movement between two joint surfaces reduces the safety factor value. With reduction in Voronoi element size this effect becomes negligible. The change of values of normal and shear joint stiffness and their ratio has an influence on the factor of safety and in certain cases on the position of sliding surface. The change of values of intact parameters, within realistic range of values, does not influence the final result. KEY WORDS: Voronoi tessellation, fragmentation, stiffness, joint
290
UVOD Izlaganje stenske mase dejstvu atmosferskih činilaca može dovesti do njenog raspadanja što može prouzrokovati pojave nestabilnosti u nekom trenutku vremena nakon otvaranja kosina. Trenutak kada će se na kosini desiti lom nije unapred poznat i zavisi od karakteristika stenske mase, geometrije kosine (nagiba i visine) i klimatskih faktora. Do loma može doći nakon nekoliko meseci, nekoliko godina ili nekoliko desetina godina od otvaranja kosine i to u onom trenutku kada smičuća naprezanja prevaziđu smičuću čvrstoću stenske mase. Rasapdanje je uglavnom izraženo kod finozrnih stenskih masa (glinac, muljac, siltit, šejl, laporac) i posledica je različitih fizičko-hemijskih procesa (Berisavljević, 2015) koji nastaju usled mnogobrojnih ciklusa sušenja/vlaženja, odmrzavanja/zamrzavanja i promena temeperature. Ispucala čvrsta stenska masa sa relativno visokim inicijalnim parametrima smičuće čvrstoće i deformabilnosti nakon raspadanja može poprimiti svojstva tla sa relativno niskim otporno-deformabilnim karakteristikama. U radu je prikazan koncept kojim je moguće simulirati usitnjavanje stenske mase primenom metode konačnih elemenata preko modela ispucalosti na bazi Voronoi mozaika. Ispitan je uticaj veličine Voronoi elementa, relativnog pomeranja na krajevima pukotina, promene normalne i smučuće krutosti i intaktnih parametara na veličinu faktora sigurnosti i položaj kritične klizne površi. U narednim poglavljima je ukratko prikazan primenjeni koncept, opisana je stenska masa koja se može analizirati predloženim konceptom, date su opšte definicije i pojmovi normalne i smičuće krutosti pukotina, izvršena je parametarska analiza i na kraju su izvedeni zaključci. OPŠTE O PRIMENJENOM KONCEPTU Stenska masa je predstavljena modelom ispucalosti na bazi Voronoi mozaika (Voronoi tessellation). Dvodimenzionalni Voronoi dijagram (mozaik) se formira kada se ravan podeli na veliki broj mnogougaonih konveksnih elemenata, čije se stranice nalaze u međusobnom kontaktu ali se ne preklapaju. Drugim rečima, stranice mnogouglova predstavljaju mrežu pukotina koje ograničavaju proizvoljno raspoređene intaktne blokove stenske mase. Za formiranje Voronoi mozaika koristi se Poasonov slučajni proces. Veličina Voronoi elementa je u ovom radu definisana zadavanjem prosečne dužine stranice mnogougla. Za analizu je korišćcen programski paket RS2 RocScience (2015). MODEL ZA ANALIZU Navedenim konceptom se može analizirati ispucala/izlomljena izotropna stenska masa koja predstavlja Hoek-Brown-ov materijal. Tipičan predstavnik blokovski izdeljene stenske mase su kosine u crvenim permskim sedimentima upletenih reka, koje se nalaze na trasi autoputa E80 na deonici od Proseka do Crvene Reke. Karakterisitke ove stenske mase su detaljno obrađene i prikazane od strane Berisavljević (2017). Analizirana kosina se nalazi na stacionaži km 30+200 i prikazana je na slici 1. Zasecanje stenske mase je izvršeno u oktobru 2013. godine u nagibu 1:1, pri čemu nikakva zaštita nije predviđena na licu kosine.
291
Slika 1. Kosina na km 30+200 a) 22.11.2013., b) 11.02.2014., c) 20.11.2014., d) Model širenja nestabilnosti Figure 1. Cut slope at km 30+200 a) 22.11.2013. b) 11.02.2014. c) 20.11.2014. d) Model of failure progression
Na slici 2 je prikazan tipičan izgled stenske mase na svežim iskopnim površinama i na jezgru iz istražne bušotine. Može se zaključiti da je ona blokovski izdeljena sa veličinom blokova od nekoliko desetina cm3 do nekoliko dm3. Ovaj materijal se tokom vremena usitnjava što je prikazano na slici 2e.
Slika 2. Izgled sveže stenske mase unutar čeonog ožiljka klizišta a) km 30+200, b) 28+650, c) 26+300, d) Na jezgru istražne bušotine, e) Izgled intaktnih komada nakon 2,6 i 12 meseci Figure 2. Appearance of unweathered rock mass within the main scarp of landslide at a) km 30+200, b) km 28+650, c) km 26+300, d) Borehole core sample, e) Intact rock fragments after 2,6 and 12 months of exposure
KRUTOST DISKONTINUITETA Prilikom numeričkih analiza, npr. metodom konačnih elemenata predstavljanje pukotina pored smičućih zahteva i parametre deformabilnosti, tj. krutosti. Opterećenje u zoni
292
pukotina dovodi do pojave normalnih i smičućih pomeranja između zidova pukotine koja su uslovljena krutošću kontaktnih površina. U tom smislu kao ulazne parametre potrebno je definisati veličinu normalne (kn) i smičuće krutosti (ks). Ove veličine nije jednostavno definisati i uglavnom se određuju eksperimentalno u laboratorijskim uslovima. Veličina normalne i smičuće krutosti zavisi od geometrije pukotine, naleganja kontaktnih površina zidova pukotine, prisustva ispune, čvrstoće i deformabilnosti zidova pukotine i veličine normalnih i smičućih naprezanja u zoni pukotine. Pored toga, smičuća krutost je uslovljena i dužinom same pukotine. Promena normalnog (σn) i smučućeg (τ) napona od normalnog (νc) i smičućeg (us) pomeranja se može predstaviti u obliku (Bandis, 1993): ili u obliku
(1)
Na osnovu pretpostavljenih zavisnosti između napona i pomeranja pojedini autori formulišu jednačine za određivanje normalne i smičuće krutosti (Barton, 1972; Bandis i sar., 1983; Barton i Bandis, 1982; Zhang, 2005). Kontakt između površi zidova pukotina može biti u potpunosti ostvaren, delimično ostvaren ili bez dodira gornje i donje površi pukotine (potpuno otvorene pukotine). Prema obliku pukotine mogu biti ravne ili hrapave. Ukoliko kontaktne površi naležu “savršeno” jedna na drugu tada je kontakt u potpunosti ostvaren (npr. slojevitost, škriljavost). Ukoliko između kontaktnih površi postoje nekontinualni zevovi tada je reč o nepodudaranju kontaktnih površi (npr. rasedne površi), slika 3. Pored toga, pukotine mogu biti i zapunjene bez ostvarenog kontakta između zidova pukotine. U okolini diskontinuiteta dolazi do promene naponsko-deformacijskog stanja. Pukotine se različito ponašaju usled dejstva normalnih i smičućih naprezanja. Tako na primer, kod pukotina kod kojih je u potpunosti ostvaren kontakt zidova prilikom dejstva normalnog napona teorijski ne bi trebalo da dođe do vertikalnog pomeranja, dok je smicanje omogućeno usled pretpostavke o nižim parametrima smičuće čvrstoće duž pukotine u odnosu na okolnu stensku masu. Kod pukotina kod kojih je kontakt zidova delimično ostvaren dolazi do vertikalnog pomeranja (zatvaranja) usled dejstva normalnog naprezanja i do smičućeg pomeranja usled dejstva smičućeg naprezanja. Slični zaključci se mogu doneti za ostale oblike i vidove pukotina. Obzirom da je teorijski veoma teško razmatrati nepravilan oblik kontaktnih površi prirodnih diskontinuiteta često se uvode pretpostavke o idealizovanim oblicima kontaktnih površi, slika 3b. U slučaju cilindričnih kontakata naponsko-deformacijska zavisnost je linearna, tj. normalna krutost je konstantna veličina, slika 4a. U slučaju prizmatičnih kontakata, usled razlike u veličini poprečnog preseka kontaktnih površi u različitim fazama zatvaranja pukotine, naponsko-deformacijska zavisnost je nelinearna, slika 4b. U slučaju potpunog zatvaranja pukotine nagib krive odgovara nagibu naponsko-deformacijske krive intakte stenske mase. Ovo ukazuje na činjenicu da je krutost izrazito nelinearna veličina i da zavisi od kontaktnih površi samih diskontinuiteta. Primer naponsko-deformacijske zavisnosti granita prikazan je na slici 4c. Kod pojedinih zavisnosti potrebno je definisati i veličinu inicijalne krutosti, slika 5. Vrednosti normalne krutosti koje se spominju u literaturi se kreću u intervalu od 2MPa/m do 2 000 000 MPa/m. Tipične vrednosti za pukotine sa mekom ispunom su < 10 000
293
MPa/m, za pukotine u stenskoj masi umerene čvrstoće (npr. peščar) 10 000 - 50 000 MPa/m, a za pukotine u izrazito čvrstoj stenskoj masi (npr. granit) od 50 000 do 200 000 MPa/m. Vrednosti smičuće krutosti se kreću u nešto užem intervalu od 100 do 50 000 MPa/m. Za pukotine sa mekom ispunom ona je manja od 1 000 MPa/m, dok je za umereno čvrste stene ks ≤ 10 000 MPa/m, a za izrazito čvrste stene ks ≤ 50 000 MPa/m.
Slika 3. a) Naleganje kontaktnih površi zidova pukotina (preuzeto iz Read i Stacey, 2009), b) Idealizovani oblici kontaktnih površi u 2 i 3 dimenzije (preuzeto iz Jian, 2016) Figure 4. a) Examples of discontinuities with matching and mismatching rock walls (source: Read and Stacey, 2009), b) Two and three-dimensional idealized shapes of contact surfaces (source: Jian, 2016)
Slika 4. a) Linearna zavisnost normalne krutosti u slučaju cilindričnih kontakta, b) Nelinearna zavisnost u slučaju prizmatičnih kontakata, c) Zavisnost kod granita (preuzeto iz Jian, 2016) Figure 4. a) Linear relationship of normal stiffness in the case of cylindrical contact surfaces, b) Nonlinear relationship in the case of prismatic contact surfaces, c) Normal stiffness of granite sample (source: Jian, 2016)
Slika 5. Određivanje inicijalne veličine normalne i smičuće krutosti (preuzeto iz Read i Stacey, 2009) Figure 5. Definition of initial values of normal and shear stiffness (source: Read and Stacey, 2009)
294
PARAMETARSKA ANALIZA I DISKUSIJA REZULTATA Na slici 6 je prikazan dvodimenzionalni model na kome je sprovedena parametarska analiza. Prva analiza je urađena pod pretpostavkom da je materijal na licu kosine istog kvaliteta kao i onaj u dubljim delovima stenske mase (tzv. inicijalni uslovi). U narednim analizama je na licu kosine uvedena zona debljine cca. 4 m kako bi se simulirali efekti usitnjavanja. Ovoj zoni su pripisani parametri po pukotinama koji odgovaraju parametrima nakon smanjenja smičuće čvrstoće usled raspadanja. Ovakav sled modeliranja ne odgovara u potpunosti stanju na terenu, obzirom da je prvo uvedena zona dezintegracije, što u realnim okolnostima nije slučaj. Zona dezintegracije na terenu predstavlja finalno stanje nakon raspadanja. Ovakav korak smatramo opravdanim jer je cilj ispitati uticaj fragmentacije na konačan rezultat, dok drugi aspekti mehanizma raspadanja nisu predmet ove studije. Intaktna stenska masa i pukotine su predstavljeni Mohr-Coulomb-ovim elastičnim idealno-plastičnim modelom. Nivo podzmene vode se nalazi na velikoj dubini, pa nije uzet u obzir. Parametri za proračune su prikazani u tabeli 1. Usvojeno je da je zatezna čvrstoća pukotina jednaka 0.
Intaktna stenska masa I set / II set parametara pukotine stenske mase* pukotine dezintegrisane stenske mase
Tabela 1. Parametri korišćeni u analizama Table 1. Parameters used in analyses Zapr. Ugao Kohezija težina smič. otp. (kPa) 3 (kN/m ) (°)
Modul elastičnosti (kPa)
Poas. koef.
27
35/30
5e103/2e103
5e106
0,25
-
35
50
-
-
-
20
0
-
-
*Parametri su utvrđeni opitom smicanja po pukotinama na dva uzorka
Slika 6. Proračunski model a) Stenska masa pre dezintegracije i b) Uvećani prikaz dezintegrisane zone na licu kosine Figure 6. Analysed model a) Rock mass before disintegration, b) Close-up look at disintegrated zone
UTICAJ VELIČINE VORONOI ELEMENATA Na slici 7 su prikazani rezultati proračuna sa različitom dužinom pukotina, tj. stranama Voronoi elemenata, jL=0,3; 0,2; 0,1 i 0,05 m. Ove dužine su odabrane jer odgovaraju dimenzijama blokova merenim na terenu. Inicijalno je pretpostavljeno da prosečna dužina
295
pukotina iznosi 30 cm. Sa slike 7 se može videti da dužina pukotina ima uticaja na oblik kritične klizne površi i da je ona u slučaju dezintegracije na licu kosine ograničena na ovu zonu (slike 7b do e). Promena faktora sigurnosti sa veličinom Voronoi elementa je prikazana na slici 7f. Može se zaključiti da usitnjavanje stenske mase značajno utiče na smanjenje faktora sigurnosti. Smanjenje faktora sigurnosti se može predstaviti eksponencijalnom funkcijom. Potrebno je napomenuti da je analiza za svaki slučaj ponovljena četiri puta kako bi se ispitao uticaj proizvoljnog generisanja Voronoi mozaika, tj. slučajnog rasporeda Voronoi elemenata u okviru 2D modela. Inicijalni raspored Voronoi elemenata ima izvesnog uticaj na veličinu faktora sigurnosti, što je prikazano različitim nivoima tačaka duž ordinate za pojedine dužine pukotina. Uticaj proizvoljnog generisanja Voronoi mozaika je izraženiji kod elemenata većih dimenzija.
Slika 7. Uticaj veličine Voronoi elementa na faktor sigurnosti a) Stabilnost kosine pre dezintegracije; b), c), d), e) Stabilnost sa jL=0,3m, jL=0,2m, jL=0,1m, jL=0,05m, respektivno, f) Zavisnost faktora sigurnosti od dužine pukotina (sa parametrima pukotina nakon raspadanja) Figure 7. Influence of Voronoi element size on the final result a) Slope stability before disintegration; b), c), d), e) Stability in the case jL=0,3m, jL=0,2m, jL=0,1m, jL=0,05m, respectively, f) Variation of the safety factor value with joint length (with post-disintegration parameters considered)
UTICAJ PROMENE NORMALNE I SMIČUĆE KRUTOSTI Uticaj veličine krutosti pukotina na vrednost faktora sigurnosti i položaj kritične klizne površi ispitan je za pet odnosa normalne i smičuće krutosti. Veličine faktora sigurnosti za pojedine slučajeve su prikazani u tabeli 2. Vrednosti krutosti su birane tako da odgovaraju
296
realnim vrednostima i odnosima pronađenim u literaturi za ovu vrstu materijala. U zavisnosti od usvojenog odnosa kn/ks i veličine pojedinih krutosti može se zaključiti da ona ima uticaja na veličinu faktora sigurnosti, dok je njen uticaj na položaj i oblik kritične klizne površi u najvećem broju slučajeva zanemarljiv (što ovde nije prikazano). Najdrastičnije promene se odnose na slučaj kada je dužina pukotina jL=0,3m. Tada se veličina faktora sigurnosti za razmatrane slučajeve kreće u intervalu od 2,70 do 4,11, što je razlika od oko 35%. Ove razlike su neprihvatljive u geotehničkoj praksi. Pored toga, za slučaj kada je jL=0,05m, u zavisnosti od usvojenih veličina normalnih i smičućih krutosti kosina može biti hipotetički stabilna ili ne, što inženjere može dovesti u nedoumicu. Kako se faktor sigurnosti približava jedinici uticaj krutosti na veličinu faktora sigurnosti opada, slika 9. Iz svega iznetog se može zaključiti da je veličine normalne i smičuće krutosti potrebno odrediti za svaki razmatrani problem pojedinačno kako bi se povećala pouzdanost samih rezultata. Tabela 2. Uticaj promene normalne i smičuće krutosti na veličinu faktora sigurnosti Table 2. Influence of normal and shear stiffness on the safety factor value 1: 2: 3: 4: 5: jL*/kn(ks)** 0,3inicijalno*** 0,3 0,2 0,1 0,05
100 000(10 000)
12,53 3,43 2,20 1,61 1,11
10 000(10 000)
13,60 2,70 2,14 1,54 1,09
10 000(100 000)
*Jedinice u m’; **Jedinice u MPa/m’; ***Pre dezintegrtacije
10,59 2,80 1,96 1,34 0,92
10 000(1000)
11,93 2,46 2,03 1,52 1,07
90 000(30 000)
14,84 4,11 2,37 1,66 1,12
Slika 9. Promena faktora sigurnosti a) Sa različitim odnosima krutosti (1: do 5: prema tabeli 2), b) Sa dužinom pukotina Figure 9. Variation of the safety factor value a) For different stiffness ratio (1: to 5: according to table 2), b) With joint length
UTICAJ RELATIVNOG POMERANJA NA KRAJEVIMA PUKOTINA Pukotine su u programskom paketu RS2 predstavljene preko kontaktnih elemenata (Goodman i sar. 1968). To su elementi kod kojih parovi čvorova sa jedne i druge strane kontaktne površi imaju identične inicijalne koordinate. Zbog toga se kaže da nemaju debljinu. U slučaju naprezanja dolazi do pomeranja čvorova. U zavisnosti od veze između čvorova dolazi do zajedničkog ili nezavisnog pomeranja parova čvorova. U tom smislu, kada su čvorovi na krajevima pukotina vezani govorimo o zatvorenim pukotinama. U suprotnom je reč o otvorenim pukotinama.
297
Rezultati proračuna su prikazani u tabeli 3. Iz tabele se može videti da u slučaju kada je omogućeno relativno pomeranje na krajevima pukotina dolazi do smanjenja faktora sigurnosti u odnosu na slučaj kada su krajevi pukotina zatvoreni. Ova razlika je naročito izražena u slučaju većih dimenzija Voronoi elemenata (slika 10). Sa smanjenjem dimenzija ovih elemenata opada i uticaj relativnog pomeranja na krajevima pukotina. Ovo je u saglasnosti sa razmatranjima Hammah i Yacoub (2009) koji su efekat razmere uzeli u obzir menjajući visinu kosine, pri čemu su veličinu elemenata držali konstantnom. Uticaj relativnog pomeranja na krajevima pukotina se može objasniti preko efekta ugradnje ankera. Ankeri sa mrežom ugrađeni na kosini povezuju blokove stenske mase što im omogućava da se pomeraju kao jedna celina. Tada je položaj kritične klizne površi uslovljen interakcijom ankeri-stenska masa, a faktor sigurnosti se srazmerno povećava. U slučaju kada se omogući pomeranje na krajevima pukotina tada dolazi do lakšeg pokretanja individualnih blokova i formiranja pliće klizne površi sa nižom vrednosti faktora sigurnosti. Tabela 3. Uticaj relativnog pomeranja između zidova pukotina na veličinu faktora sigurnosti Table 3. Influence of relative movement between joint surfaces on the safety factor value Tip pukotine/jL 0,3inicijalno 0,3 0,2 0,1 0,05 Otvorena* 11,33 2,44 2,11 1,66 1,12 Zatvortena* 12,53 3,36 2,24 1,72 1,15
*Veličine faktora sigurnosti odgovaraju istoj grupi inicijalno generisanih Voronoi elemenata
Slika 10. Promena faktora sigurnosti sa dužinom pukotina u zavisnosti od mogućnosti pomeranja na krajevima pukotina Figure 10. Variation of the safety factor value for different joint lengths with joint end conditions
UTICAJ INTAKTNIH PARAMETARA Obzirom da su intaktni parametri daleko veći od parametara duž pukotina, već pri prvom razmatranju se može naslutiti da oni ne bi trebalo da imaju preveliki uticaj na konačan rezultat. Mehanizam loma i veličina faktora sigurnosti su uglavnom uslovljeni ponašanjem pukotina. Iz ovog razloga je analiza urađena za samo još jedan set intaktnih parametara. Rezultati su prikazani u tabeli 4. Tabela 4. Uticaj promene intaktnih parametara na veličinu faktora sigurnosti Table 4. Influence of varation of intact parameters on the safety factor value ci,ϕi/jL 0,3inicijalno 0,3 0,2 0,1 I set parametara* 12,53 3,36 2,24 1,61 II set parametara* 11,72 3,36 2,24 1,61
*Veličine faktora sigurnosti odgovaraju istoj grupi inicijalno generisanih Voronoi elemenata
0,05 1,11 1,11
298
Iz tabele se može zaključiti da intaktni parametri ne utiču na veličinu faktora sigurnosti niti na položaj i oblik klizne površi (što ovde nije prikazano). ZAKLJUČAK Rezultati analiza stabilnosti blokovski izdeljenih stenskih masa primenom Voronoi mozaika pokazuju da veliki broj (ne)standardinh parametara utiče na konačan rezultat. Veličina faktora sigurnosti zavisi od normalne i smičuće krutosti pukotina, veličine Voronoi elementa i mogućnosti pomeranja na krajevima pukotina. Veličine intaktnih parametara nemaju većeg uticaja na veličinu faktora sigurnosti i položaj i oblik kritične klizne površi. Kako bi se povećala pouzdanost proračuna krutost pukotina je potrebno odrediti u svakom pojedančnom slučaju. Želimo da napomenemo da je vreme potrebno da se izvrše pojedini proračuni iznosilo i preko 18 sati (od min 20 minuta do max 24 sata) na desktop računaru sa Intel i5 procesorom, memorijom od 16 GB Ram i Nvidia GeFroce 2 GB Ram grafičkom karticom. Ovo je i osnovni nedostatak navedenog postupka, a naročito imajući u vidu ogroman broj generisanih konačnih elemenata u slučaju malih dimenija Voronoi poligona. LITERATURA: Bandis S.: Engineering properties and characterization of rock discontinuities. Comprehensive Rock Engineering (eds JA Hudson, ET Brown, C Fairhurst & E Hoek), 155–183. Pergamon Press, Oxford. 1993. Bandis S., Lumsden A., Barton N.: Fundamentals of rock joint deformation. Int. Jour. Rock Mech. Min. Sci. and Geomech. Abstr. 20(6) (1983), 249–268. Barton, N.: A model study of rock-joint deformation. Int. Jour. Rock Mech. Min. Sci. and Geomech. Abstr. 9(5) (1972) 579-602. Barton N & Bandis S.: Effects of block size on the shear behaviour of jointed rock. Issues in rock mechanics. In Proceedings of 23rd US Symposium of Rock Mechanics (eds RE Goodman & FE Heuze) Berkeley, California. 1982. Berisavljević Z.: Weathering Characteristics of Heterogeneous Permian-Age Siltstone and Mudstone Sediments from Serbia. Procedia Engineering 191 (2017) 1152-1160. doi: 10.1016/j.proeng.2017.05.290. Berisavljević Z.: Definisanje parametara čvrstoće na smicanje kod izvođenja koisna u ispucalom stenskom masivu. Doktorska disertacija. Beograd. 2015. Goodman RE, Taylor R., Brekke T.: A model for the mechanics of jointed rock. Jour. Soil Mech. Found. Eng. Div ASCE 96 (1968) 637–659. Hammah RE., Yacoub T.: Variation of Failure Mechanisms of Slopes in Jointed Rock Masses with Changing Scale. Proceedings of the 3rd CANUS Rock Mechanics Symposium (eds M.Diederichs and G. Grasselli) Toronto. 2009. Jian Z.: Online Course on Rock Mechanics Principles. http://www.isrm.net/gca/index.php?id=1268 (2016). Read J., Stacey P.: Guidelines for open pit slope design. CSIRO publishing. Leiden, Netherlands 2010. Rocscience Inc. RS2 Online user’s guide - Theory and tutorials (2015). Zhang L.: Engineering Properties of Rocks. Elsevier Geo-Engineering Book Series, vol. 4, Elsevier, Amsterdam. 2005.
299 UDC: 624.137/.138(497.11) 625.711.1(497.11) Izvorni naučni članak
STABILIZACIJA KOSINA NA AUTOPUTU E-75, DEONICA: GORNJE POLJE – CARIČINA DOLINA – POTPORNA KONSTRUKCIJA NA MIKROŠIPOVIMA Nebojša Davidović, Zoran Bonić, Verka Prolović, Elefterija Zlatanović, Nikola Romić Građevinsko-arhitektonski fakultet Univerziteta u Nišu, A.Medvedeva 14,
[email protected]
REZIME Glavnim projektom autoputa E-75 kroz Grdeličku klisuru, na deonici Gornje Polje Caričina Dolina, LOT1: Put i mostovi od Gornjeg Polja do tunela Predejane, u zoni Zasek 2 predviđena je izrada zaseka visine do 45 m. Zbog rizika od pojave nestabilnosti kosina usled izvođenja projektom predviđenih radova bilo je neophodno uraditi projekat zaštite kosina na ovoj deonici. Ovaj zadatak je poveren timu stručnjaka sa Katedre za građevinsku geotehniku Građevinsko-arhitektonskog fakulteta u Nišu. U radu je prikazano rešenje potporne konstrukcije na mikrošipovima, koje se sastoji od 2 reda mikrošipova uklještenih u temeljnu ploču AB potpornog zida konzolnog tipa. KLJUČNE REČI: potporna konstrukcija, mikrošip, autoput, kosina, stabilnost
STABILIZATION OF SLOPES ON THE E-75 HIGHWAY, SECTION: GORNJE POLJE – CARIČINA DOLINA – RETAINING STRUCTURE ON MICROPILES ABSTRACT The main design of the E-75 highway through the Grdelička gorge, on the section Gornje Polje – Caričina Dolina, LOT1: The road and bridges from Gornje Polje to the Predejane tunnel, in the zone of Zasek 2 envisages the construction of cut slopes height up to 45 m. Due to the risk of the occurrence of slopes instability caused by the execution of the designed works it was necessary to design slope protection measures on this section. This task was assigned to the team of experts from the Chair of Civil Engineering Geotechnics at the Faculty of Civil Engineering and Architecture in Niš. The paper presents the solution of
300
the retaining structure on the micropiles, consisting of 2 rows of micropiles that are wedged into the base plate of the RC retaining wall. KEY WORDS: retaining structure, micropile, highway, slope, stability
UVOD Deonica južnog kraka Koridora X kroz Grdeličku klisuru za građevinare predstavlja veliki izazov i izuzetno je tehnički zahtevan teren za izgradnju. Deo trase novoprojektovanog autoputa E-75, deonica: Gornje Polje - Caričina Dolina, LOT1: Put i mostovi od Gornjeg Polja do tunela Predejane, zahvata levu dolinsku stranu srednjeg toka Južne Morave. U zoni Zaseka 2 (km 875+505 do km 876+240) padina, koju izgrađuju škriljci i kvartarne naslage sa nagibima 15-50°, je u gornjim blaže nagnutim delovima pošumljena, dok je u nižim, strmijim delovima prekrivena travom i niskim rastinjem (Slika 1).
Slika 1. Položaj deonice Gornje Polje – Caričina Dolina na autoputu E-75 (levo); Izgled terena u zoni Zaseka 2 (desno) Figure 1. Position of the section Gornje Polje – Caričina Dolina on the highway E-75 (left); The appearance of the terrain in the zone of Zasek 2 (right)
Projektom je u zoni Zaseka 2 za provođenje trase predviđena izrada zaseka visine do 45 m. Na svakih 8 m visine zaseka projektovana je berma sa kanalima širine 3 m. Nagib pojedinačnih etaža je 5:1, dok je u gornjem delu predviđeno ublažavanje u nagib 1:1. Kao mera ojačanja kosina predviđena je ugradnja pasivnih ankera dužine 5 m i sloja prskanog betona na licu kosine debljine 5 cm [1]. GEOTEHNIČKI USLOVI LOKACIJE Nakon što je izvođač radova (JV Azvi SA & Taddei SpA) počeo sa radovima na projektovanom zasecanju padine u zoni Zaseka 2, stvoreni su uslovi za nastajanje i dalji razvoj savremenih geodinamičkih procesa (površinsko raspadanje, osipanje, plitko jaružanje, spiranje, klizanje i odronjavanje). Registrovano je klizište na vršnoj kosini iznad berme, dok su odronjavanja registrovana praktično na svim otvorenim delovima kosine, sa karakterističnim formiranjem nestabilnih blokova nakon zasecanja kosine (Slika 2).
301
Slika 2. Vršna kosina zahvaćena procesom kliženja (levo); Formiranje nestabilnih blokova nakon zasecanja kosine (desno) Figure 2. Peak slope affected by the sliding process (left); The formation of unstable blocks after cutting the slope (right)
Po otvaranju kosine na ovoj deonici uočeno je da inženjersko-geološki uslovi u terenu ne odgovaraju uslovima prikazanim u projektnoj dokumentaciji i da treba projektovati dodatne mere zaštite kosina. S obzirom da su za potrebe izrade Glavnog projekta izvedene samo 3 ručno kopane istražne jame, male dubine, bilo je neophodno izvršiti dodatna istraživanja kako bi se preciznije definisale karakteristike terena u zoni projektovanog zaseka. Zavod za geotehniku Saobraćajnog instituta CIP izveo je u periodu novembar 2014. – april 2015. dodatna geotehnička istraživanja terena u cilju dopune Glavnog projekta [2]. Na osnovu rezultata izvedenih istraživanja i ispitivanja izvršen je izbor merodavnih vrednosti parametara fizičko-mehaničkih svojstava geotehničkih sredina u zoni Zaseka 2. PROJEKTOVANO REŠENJE STABILIZACIJE KOSINA U sklopu projekta dodatnih mera zaštite kosina u zoni Zaseka 2 tim stručnjaka sa Katedre za građevinsku geotehniku Građevinsko-arhitektonskog fakulteta – Niš projektovao je rešenje potporne konstrukcije na mikrošipovima, na stacionaži od km 875+571,73 do km 875+654,28, ukupne dužine 82,55 m. Za računske analize usvojen je merodavan geotehnički profil terena na stacionaži km 875+600 (Slika 3).
Slika 3. Geotehnički profil terena na stacionaži km 875+600 Figure 3. Geotechnical profile of the terrain at km 875+600
302
Projektovano rešenje sastoji se od 2 reda mikrošipova uklještenih u temeljnu ploču AB potpornog zida. Potporni zid je konzolnog tipa, sa prepustima od 25 cm na prednjoj strani i 150 cm na zadnjoj strani. Debljina temeljne ploče zida je 50 cm, debljina konzole u vrhu je 30 cm, a u dnu 60 cm. Nagib prednje strane zida je 10:1. Mikrošipovi su prečnika 200 mm, dužine 6,00 m, sa međusobnim rastojanjem u redu od 1,00 m u podužnom pravcu. Horizontalno rastojanje između redova mikrošipova je 1,75 m. Projektovano je armiranje mikrošipova cevima TM-80 prečnika 139,6 mm i debljine zida 8.8 mm. Glave mikrošipova zalaze u temeljnu ploču potpornog zida u dužini od 30 cm. Predviđeno je da se za izgradnju potpornog zida koristi beton MB30 (C 25/30) i armatura RA 400/500. Saobraćajno opterećenje je uvedeno u računske analize kao jednakopodeljeno, intenziteta 33,30 kPa. Verifikacija projektovanog rešenja je zasnovana na dokazu faktora sigurnosti na kliženje kosine (Fs > 1,50) i dokazu nosivosti sila u preseku u odgovarajućim elementima potporne konstrukcije. Sve potrebne računske analize sprovedene su korišćenjem programskog paketa GeoStructural Analysis GEO5 (Slope Stability, Anti-Slide Pile, Cantilever Wall) [4]. Na Slici 4 prikazana je geometrija terena, kao i materijali u usvojenom modelu “Kosina + potporni zid + mikrošipovi” za računsku analizu stabilnosti kosine.
Slika 4. Model za računsku analizu stabilnosti kosine u programu GEO5 Figure 4. Model for computational slope stability analysis in GEO5
Tabela 1 sadrži oznake i nazive materijala u usvojenom modelu (saglasno Slici 4), kao i vrednosti parametara kojima su ovi materijali predstavljeni u računskoj analizi. Tabela 1. Materijali u modelu za računsku analizu stabilnosti kosine Table 1. Materials in the model for computational slope stability analysis Zapr. težina Kohezija Ugao unutr. trenja Oznaka Naziv materijala Simbol γ (kN/m3) c (kPa) φ (°) 1
Tlo iza zida
19,0
12
30
2
AB potporna konstrukcija
25,0
-
-
3
Tlo ispred zida
19,0
12
30
4
Temeljno tlo
21,0
50
20
303
Računska analiza stabilnosti kosine sprovedena je u modulu “Slope Stability” softverskog paketa GEO5, primenom rešenja Bishop-a (sa optimizacijom kliznih površina), za 2 karakteristične situacije: 1) Stabilnost kosine sa AB potpornim zidom (Phase 1: Kosina + potporni zid), 2) Stabilnost kosine sa AB potpornim zidom na mikrošipovima (Phase 2: Kosina + potporni zid + mikrošipovi). U obe proračunske situacije stabilnost potporne konstrukcije sa okolnim tlom u kosini je analizirana posebno za uslove „bez seizmičkih uticaja“ i „sa seizmičkim uticajima“. Dobijeni rezultati (minimalni faktori sigurnosti na kliženje kosine) prikazani su u Tabeli 2. Tabela 2. Rezultati računske analize stabilnosti kosina Table 2. The results of the computational slope stability analysis Seizmički uticaji Rezultat Proračunska situacija kh kv Fsmin Phase 1: Kosina + potporni zid, bez seizmičkih uticaja Phase 1: Kosina + potporni zid, sa seizmičkim uticajima Phase 2: Kosina + potporni zid + mikrošipovi, bez seizmičkih uticaja Phase 2: Kosina + potporni zid + mikrošipovi, sa seizmičkim uticajima
0
0
1,71
0,05
0,05
1,48
0
0
1,73
0,05
0,05
1,63
Pošto za proračunsku situaciju „Phase 1: Kosina + potporni zid, sa seizmičkim uticajima“ dobijeni rezultat (Fsmin = 1,48) ne zadovoljava kriterijum Fsmin > 1,50, u cilju povećanja stabilnosti kosine uvedeni su mikrošipovi u potpornu konstrukciju, što je rezultiralo time da je u proračunskoj situaciji „Phase 2: Kosina + potporni zid + mikrošipovi, sa seizmičkim uticajima“ dobijen rezultat Fsmin = 1,63, što je veće od zahtevanog 1,50. U modulu “Anti-Slide Pile” softverskog paketa GEO5 izvršen je statički proračun potporne konstrukcije na mikrošipovima. Model koji je korišćen za proračun nosivosti okolnog tla i samih mikrošipova prikazan je na Slici 5.
Slika 5. Model za proračun nosivosti okolnog tla i samih mikrošipova Figure 5. Model for calculation of bearing capacity of the surrounding soil and the micropiles itself
304
Na Slici 6 su prikazani N, T i M dijagrami, koji su dobijeni u modulu “Anti-Slide Pile” za proračunsku situaciju “Kosina + potporni zid + mikrošipovi, sa seizmičkim uticajima“.
Normal force diagram (with seismic influences) (kN)
Shear force diagram (with seismic influences) (kN)
Bending moment diagram (with seismic influences) (kNm)
Slika 6. Dijagrami uticaja u mikrošipovima (s leva na desno): N, T i M Figure 6. Diagrams of internal forces in micropiles (from left to right): N, T and M
U proračunu nosivosti mikrošipova prvo je sračunata nosivost okolnog tla kao dozvoljena normalna sila u tlu oko betonskog šipa (Ndoz(1)). Uzimanjem u obzir samo nosivosti čeličnog mikrošipa prečnika 139,6 mm sa cementnom ispunom sračunata je dozvoljena normalna sila u tlu oko čelične cevi (Ndoz(2)). Uzimanjem u obzir samo nosivosti čeličnih cevi, a zanemarivanjem doprinosa betona sračunata je nosivost samih mikrošipova na aksijalni pritisak (Ndoz(3)), na čisto smicanje (Tdoz) i na savijanje (Mdoz). Tabela 3 daje sažeti prikaz rezultata ovih proračuna – N, T i M uticaja u mikrošipovima, sa i bez seizmičkih uticaja, kao i dozvoljenih vrednosti ovih uticaja u mikrošipovima. Tabela 3. Rezultati statičkog proračuna – Uticaji u mikrošipovima Table 3. The results of the structural analysis – Internal forces in micropiles Seizmički uticaji Uticaji u mikrošipovima kh (1)
kv (1)
Nmin/max (kN)
0
0
11,21/103,83
0,05
0,05
10,77/107,41
Ndoz(*) (kN) 167,47(1) 109,33(2) 1349,85(3) 198,13(1) 151,41(2) 1687,59(3)
Tmin/max (kN)
Tdoz (kN)
Mmax (kNm)
Mdoz (kNm)
6,08/24,60
584,16
10,09
41,43
8,87/31,51
730,07
15,19
51,80
Pošto su sve sračunate vrednosti uticaja manje od odgovarajućih dozvoljenih vrednosti u mikrošipovima može se zaključiti da projektovani čelični šipovi prečnika 139,6 mm, debljine zidova cevi 8,8 mm, sa cementnom ispunom imaju potrebnu nosivost. Takođe su sračunate i horizontalne i vertikalne deformacije mikrošipova u datim uslovima. Dobijeni rezultati su prikazani na Slici 7 u vidu dijagrama horizontalnih (X) pomeranja
305
mikrošipa 1-1, kao i vertikalnih (Z) pomeranja svih mikrošipova, posebno za uslove „bez seizmičkih uticaja“ (levo) i „sa seizmičkim uticajima“ (desno).
All piles Displacement Z (mm) (with seismic influences)
All piles Displacement Z (mm) (without seismic influences) Pile 1-1 Displacement X (mm) (without seismic influences)
Pile 1-1 Displacement X (mm) (with seismic influences)
Slika 7. Dijagrami horizontalnih (X) i vertikalnih (Z) deformacija mikrošipova Figure 7. Diagrams of horizontal (X) and vertical (Z) displacements of micropiles
Proračun armature potpornog zida u karakterističnim presecima a - a i b - b izvršen je na osnovu modela prikazanog na Slici 8. Presek b - b je dimenzionisan pod pretpostavkom da se celokupno opterećenje prenosi samo na šipove.
Slika 8. Model za proračun armature potpornog zida Figure 8. Model for calculation of the reinforcement of the retaining wall
Sažeti prikaz rezultata proračuna armature potpornog zida dat je u Tabeli 4. Prikazane su granične vrednosti N, T i M uticaja (Nu, Tu i Mu), potrebna površina poprečnog preseka armature (Aa), kao i specifikacija usvojene armature u presecima a – a i b – b.
306
Presek a-a b-b
Tabela 4. Rezultati proračuna armature potpornog zida Table 4. The results of the calculation of reinforcement of retaining wall Nu Tu Mu Aa Usvojena armatura (kN) (kN) (kNm) (cm2/m) Vertikalna Podeona 57,38 105,00 129,50 11,40 RØ16/15 cm RØ10/15 cm 26,92 243,15 173,80 9,24 RØ16/15 cm RØ10/15 cm
U presecima a – a i b – b sprovedena je kontrola glavnih kosih zatežućih napona. Sračunate vrednosti ovih napona (τn (a-a) = 0,204 MPa i τn (b-b) = 0,574 MPa) su manje od dozvoljene vrednosti τr,MB30 = 1,1 MPa, pa se može zaključiti da ova kontrola zadovoljava. ZAKLJUČAK Deonica autoputa E-75 Koridora 10 kroz Grdeličku klisuru je projektantski i izvođački jedna od najzahtevnijih, ali istovremeno i najizazovnijih. Specifičnosti terena kroz koji treba projektovati i izvesti trasu (visoke, strme kosine, vrlo kompleksni geotehnički uslovi, blizina reke Južne Morave, železničke pruge, postojećeg puta, itd.) pri projektovanju mera zaštite kosina često nameće primenu, pored uo`bičajenih, standardnih, i nekih novih, kod nas još nedovoljno poznatih i primenjivanih rešenja. Rešenje za stabilizaciju kosina u vidu potporne konstrukcije na mikrošipovima, koje je prikazano u ovom radu, je projektovano na osnovu potrebe da se projekat “u hodu” bolje prilagodi novonastalim uslovima na trasi (pojavama nestabilnosti kosina usled izvođenja projektom predviđenih radova). Autori su u ovom rešenju predvideli primenu mikrošipova, koji su se kod nas dosad vrlo retko izvodili. Rad je nastao kao rezultat nastojanja autora da se stručna javnost detaljnije upozna sa mogućnostima primene mikrošipova za stabilizaciju kosina i da se argtumentovano istakne njihova konkurentnost u odnosu na tradicionalna geotehnička rešenja u ovoj oblasti Zahvalnica Ovaj rad je rezultat istraživanja na naučnoistraživačkim projektima TR 36028 i TR 36016, koje finansira Ministarstvo prosvete, nauke i tehnološkog razvoja Republike Srbije. LITERATURA: [1] Glavni projekat: Koridor X: Autoput E-75, deonica: Gornje Polje - Caričina Dolina, LOT1: Put i mostovi od Grdelice do tunela Predejane, Saobraćajni Institut CIP d.o.o. Beograd, 2011. [2] Geotehnički elaborat o izvedenim istraživanjima i ispitivanjima za izradu dopune glavnog projekta autoputa E-75, deonica: Gornje Polje – Caričina Dolina, LOT 1: Put i mostovi od Grdelice do tunela Predejane u zoni Zaseka 2 (km 875+505 – km 876+240), Saobraćajni Institut CIP d.o.o. Beograd, 2015. [3] Projekat potporne konstrukcije na mikrošipovima u zoni Zaseka 2, od km 875+571,73 do km 875+654,28 na autoputu E-75, deonica Gornje Polje – Caričina Dolina, Odeljenje za geotehniku, Institut za građevinarstvo i arhitekturu Građevinsko-arhitektonskog fakulteta, Niš, 2015. [4] GeoStructural Analysis GEO5 (Slope Stability, Anti-Slide Pile, Cantilever Wall), Bentley Systems, http://www.bentley.com/en-US/Products/GeoStructural%20Analysis/Index.htm
307 UDC: 625.76(497.11) 624.138(497.11) Stručni članak
САНАЦИЈА КЛИЗИШТА КОД МАНАСТИРА РИБНИЦА У СЕЛУ ПАШТРИЋ КОД МИОНИЦЕ Ненад Крстивојевић ГП,,Греда,,Карађорђева 165/а, Ваљево,
[email protected] РЕЗИМЕ Локација клизишта налази се на општинском путу Мионица – Паштрић - Манастир Рибница, општина Мионица. Чеони ожиљак је са скоком до 3,5м. Приближне димензије клизног тела су 55х20м. Потпорну конструкцију урадити од габиона висине 4.00 m, а преко темеља од неармираног бетона висине 1.00 m који се ослања на чврсту стенску масу. Иза габионског зида се врши уклањање вишка терена до чврсте стене и у глини до клизне површине засецањем падине по пројекту, а испод целог проклизалог пута, и насипање туцаником 4-25 cm у слојевима по 30 - 50 cm и збијањем до мин 30 МРа. Насип ојачати са геомрежама иза габиона постављеним по вертикалном растојању од 1.00 m у правцу габиона. Залеђе зида од габиона пуни се природним шљунком или туцаником доступним у околини клизишта. Заштита од ерозивног дејства атмосферских вода новоформиране косине радити геоматима и слојем хумуса. Ради одвођења атмосферских и евентуалних подземних вода радити два примарна ребра -дренажна канала од дна габиона ка дну падине где постоји канал и једно секундарно ребро ка средњем примарном ребру. Раде се укопане до пројектоване дубине, до чврстог тла стене. Ширина примарних ребара је у просеку 150 цм а висина око 3,50. По дну се поставља дренажно црево Ө150mm које прати линију засецања. Урађен је и армиранобетонски канал са горње стране пута за прихватање атмосферске воде и ивичњаци са друге стране пута да усмере воду ван клизних површина. КЉУЧНЕ РЕЧИ: клизиште, габиони, дренажна ребра, геомреже
REHABILITATION OF THE LANDSLADE AT THE RIBNICA MONESTERY IN THE VILAGE PAŠTRIĆ NEAR MIONICA ABSTRACT The location of the landslide is located on the municipal road Mionica - Paštrić - Ribnica Monastery, municipality of Mionica. The front scar is up to 3.5m high. The approximate dimensions of the sliding body are 55x20m. The support structure is made of a hollow height of 4.00 m, and on the foundation of unarmed concrete, 1.00 m high, which rests on a solid wall mass. Behind the gabion wall is removing the excess of the terrain to the solid wall and clay to the slippery surface by cutting the slope along the project, and under the
308
entire slippery road, and plunging 4-25 cm in layers of 30-50 cm and squeezing up to min 30 MRa. Reinforce the embankment with geo-lines behind the gabion, set at a vertical distance of 1.00 m in the direction of the hill. The hinterland of the hill wall is filled with natural pebbles or gullies available in the vicinity of the landslide. Protect against the erosive effect of atmospheric waters of newly formed slopes with geomats and layers of humus. For the removal of atmospheric and possible underground waters, work two primary ribs - a drainage channel from the bottom of the gabion to the bottom of the slope where there is a channel and one secondary rib to the middle primary rib. It works buried to the projected depth, to the solid floor of the wall. The width of the primary ribs is on average 150 cm and the height is about 3.50. At the bottom there is a drainage hose Ө150mm which follows the cutting line. A reinforced concrete channel on the upper side of the road has been made for the acceptance of atmospheric water and curbs on the other side to direct water outside the sliding surfaces. KEYWORDS: landslide, gabions, drainage ribs, geogrids
УВОД Локација на којој се активирало клизиште налази се на општинском путу Мионица – Паштрић - Манастир Рибница, општина Мионица. Ово клизиште је формирано на путу за Манастир Рибница и комплекс заштићени Парк Рибнице који обухвата манастир Рибницу, рибничку школу, рибничку пећину и део речног тока Рибнице са припадајућом геоморфологијом. Само клизиште се налази на удаљеноси око 350 м од манастира. Чеони ожиљак је са скоком до 3,5м. Приближне димензије клизног тела су 55х20м. Клизиште је захватило асфалтни пут (у круни насипа: ширине око 20м). Оштећени пут је обезбеђен каменим насипом и непроходан је за саобраћај. Клизиште се појавило непосредно након обилних кишних падавина које су захватиле овај крај 13-16.05.2014. године. Клизиштем је захваћен, најпре, део насипа испод пута до самог асфалтне конструкције. Површина терена захваћена активним клизањем је обухватила део пута ширине око 20 м, и простор од пута према ножици, односно алувијалној равници реке Рибнице, у дужини од 55 м. Процењена запремина склизнутог материјала износи око 3000 м3. Чеони ожиљак се налази непосредно уз канал пута и манифестовао се, у првој фази, у виду вертикалног ожиљка на дужини од око 20 м, висине око 3,0 м. Клизна маса се даље у виду кружно - цилиндричног клизишта нагло померала низ падину, правећи лепезу у ножици падине. Дубина клизишта износи око 3,0 м и највећа је у средишњим деловима, док је идући ка десном боку плића. Активност процеса је везана, пре свега, за врло интезивне падавине које су се одвиле пре и након појава првих деформација у терену. Један од основних узрока настанка клизишта, поред геолошких предуслова (неповољни литолошки састав и стрми нагиб и значајније сезонско присуство подземних вода), је нерегулисана површинска одводња и неадекватно урађена коловозна конструкција на условно стабилном и нестабилном делу падине.
309
Слика 1. Фотографија клизишта код манастира Рибница у селу Паштрић код Мионице Figure 1. Photo of the landslade at the Ribnica Monestery in the vilage Paštrić near Mionica
САНАЦИОНЕ МЕРЕ Достављена документација је елаборат о геотехничким условима пројектовања санације клизишта на к.п. 1266 1272 1063 1065 К.О. Паштрић урађена од фирме ,,Паштрићанац,, Ваљево. Очигледно је да је главни узрочник нестабилности релативно велики доток површинских и процедних подземних вода, тако да санационе радове треба предвидети у циљу површинске одводње, дренирања терена и израду адекватне потпорне конструкције ради осигурања пута. Обзиром да је коловоз који је на делу клизишта делимично и потпуно уклоњен, и недостајање земљане масе у телу клизишта и положаја тј. дубине стенске чврсте масе потребно је урадити потпорну конструкцију у правцу север североисток – југ југозапад у благом закривљењу ка путу ради бољег отпора а по пројектној документацији. Потпорну конструкцију урадити од габиона висине 4.00 m, према распореду у пројекту, а преко темеља од неармираног бетона висине 1.00 m који се ослања на чврсту стенску масу. Иза габионског зида се врши уклањање вишка терена до чврсте стене и у глини до клизне површине засецањем падине по пројекту, а испод целог проклизалог пута, и насипање туцаником 4-25 cm у слојевима по 30 - 50 cm и збијањем до мин 30 МРа. Насип ојачати са геомрежама иза габиона постављеним по вертикалном растојању од 1.00 m у правцу габиона, са пројектованом затезном чврстоћом геомреже од T=30 kN/m1. Изабрана геомрежа треба да буде са вршном затезном чврстоћом Tf=TxFs, где Fs (уобичајено 4-6) зависи од врсте и типа геомреже па избор вршити у договору са
310
добављачем. Треба изабрати геомрежу са дозвољеном дилатацијом при затезној чврстоћи од 2%.
Слика 2. Фотографија ситуације санације клизишта Figure 2. Photo of the recovery situation
При постављању геомрежа водити рачуна да се не повреди структура мрежа тако што се преко њих пажљиво прво поставља ситнији туцаник. Изнад габиона косина до пута у врху је 1:1.625. Заштита од ерозивног дејства атмосферских вода новоформиране косине радити геоматима и слојем хумуса. У почетку је потребно је рашчистити терен, па радити ископ за тракасти темељ и извођење истог у сегментима. Водити рачуна да се са ископом дође до чврсте стене. Уклоњени материјал за темељ и терен до клизне равани одвозити на депонију. Габиони могу бити димензија 1х1х3 m, 1х1х2 m и 1х1х1 m. Пуне се на лицу места. Жичане кошеве припремити од челичне поцинковане жице Ө6-8mm. Отвор окца мреже је 10х10 cm. За крајеве и порубе користити жицу Ө3.9 mm, а за спајање Ө2.4mm. Габиони се постављају у низу на равну подлогу и међусобно спајају пре пуњења. Предња, задња и бочне стране се подижу у усправан положај како би се формирао кош. Горњи крајеви треба да су осигурани дебелом порубном жицом.
311
Рубови се спајају прстеновима или жицом почевши од врха према доле., на сваких 20 cm. Габиони се пуне ломљеним каменом крупмоће 20-30 cm висине. Крупнији камен се слаже поред видqивих површина а ситнију унутра само да не буду ситнији од окца мреже габиона. Затим се додаје хумус у слоју 5 cm са семеном траве и понавља се до потпуне висине габиона. Након пуњења поклопац се затвара и спаја са предњом задњом и бочним странама прстеновима или жицом. Потребно је сваки габионски кош везати за суседне габионе са свих контактних страна. Залеђе зида од габиона пуни се природним шљунком или туцаником доступним у околини клизишта. Насипање вршити у слојевима од 0.30 -0,50 m са постизањем потребног модула стишљивости мин 30 МРа. И поставаати геомреже по пројектној документацији.
Слика 3. Фотографија подужног и попречног пресека габиона Figure 3. Photo of the longitutudinal and cross section of the gabions
Ради одвођења атмосферских и евентуалних подземних вода радити два примарна ребра -дренажна канала од дна габиона ка дну падине где постоји канал и то једно примарно по средини падине, а једно примарно од јужног краја темеља габиона ка дну падине, и једно секундарно ребро које иде укосо од северног краја темеља габиона ка средњем примарном ребру. Раде се укопане до пројектоване дубине, до чврстог тла стене, а у глиновитом тлу испод линије клизања,. Ширина примарних ребара је у просеку 150 цм а висина око 3,50, као што је у пројектној документацији. Радити сегментно ископ и затрпавати, кренувши одоздо од дна падине ка врху до габиона. Најпре поставити геотекстил па засипати туцаником до висине од 40 cm, па преклопити геотекстил, а онда засипати до 40 cm од врха. Затим поставити геотекстил па радити засипање са глином из ископа. По дну се поставља дренажно црево Ө150mm које прати линију засецања. Линије засецања је на кампадама 1:1 а по хоризонтали имају пад мин 1%. Израда секундарног дренажног рова који се улива у примарни ров ради се по истом принципу као и примарна ребра са геотекстилом, а ширине 1.0 м и попуњавају се туцаником. Ребра радити у кратким кампадама путем
312
ровова по плану, који се засипају природном мешавином агрегата од дробљеног камена. Трењем између камене испуне дренажног система и некретаног терена постиже се сила која се супроставља дејству силе притиска тла. Дренажне ровове треба радити пре почетка радова на изради габиона. Да би се атмосферска и површинска вода са пута правилно одвела, предвиђена је израда спољашњег АБ канала поред коловоза и ивичњака са друге стране.
Слика 4. Фотографија једног примарног ребра од дна габиона ка дну падине Figure 4. Photo of the one primary rib from the bottom of the gabion to the bottom of the slope
Санација изведена у лето 2016 године. Прво су изведена дренажна ребра до места за темеље габиона. И постављен горњи геотекстил преко ребара. Затим темељи за габионе и габиони.
313
Слика 5. Фотографија изведеног примарног и секундарног ребра Figure 5. Photo of the derived primary and secondary drainage rib
Слика 6. Фотографија изведеног темеља габиона до денивелације Figure 6. Photo of the underlying basis to denivelation
314
Габиони се пуне на лицу места. Крупнији камен споља уз видљиве површине. Залеђе габиона се пуни шљунком или туцаником доступним у близини клизишта. Тај насип се ојачава геомрежама у равни са габионима. Заштиту од ерозивног дела атмосферских вода нове косине држе геомати и слој хумуса.
Слика 7. Фотографија извођења габиона Figure 7. Photo of execution of the gabions
Слика 8. Фотографија извођења габиона Figure 8. Photo of execution of the gabions
315
Урађен је и армиранобетонски канал са горње стране пута за прихватање атмосферске воде и ивичњаци са друге стране пута да усмере воду ван клизних површина.
Слика 9. Фотографија изведене санације Figure 9. Photo of the landslide landscaping
316
Слика 10. Фотографија изведене санације Figure 10. Photo of the landslide landscaping
317 UDC: 624.138 624.131.537 Prethodno saopštenje
PRINCIPI I PRAVILA SANACIJE KLIZIŠTA Milutin Vučinić, Miloš Vučinić Seizmokonstruktor, Veljka Vlahovića 24, Podgorica, Crna Gora email:
[email protected] REZIME Klizišta predstavljaju jedan od najznačajnijih egzogeno-geoloških procesa. Nastaju u toku morfogeološkog oblikovanja prirodnih padina u litološkim heterogenim sredinama sa složenim mehanizmom gravitacionog premještanja stijenskih masa. Za uspješno zaustavljanje tog procesa potrebno je utvrditi uzroke njegovog nastanka. Shodno njima prigodnim mjerama obezbijediti njegovu odgovarajuću stabilnost. Zato je u radu, zbog aktuelnosti ove problematike, ukazano na osnovne principe i pravila sanacije klizišta. KLJUČNE REČI: uzroci pojave klizišta, mjere sanacije
LANDSLIDE RECOVERY RULES AND PRINCIPLES ABSTRACT Slides are one of the most significant exogenous and geological processes. They arise during the morphogeological shaping of natural slopes in lithologically heterogeneous environments with a complex mechanism of gravitational displacement of rock masses. In order to successfully stop this process it is necessary to determine the causes of its creation. In accordance with appropriate measures, ensure adequate stability. Therefore, in the work, due to the current nature of this issue, it is pointed out the basic principles and rules of land remediation. KEY WORDS: causes of landslide, remediation measures
UVOD Opšte poznata činjenica je da su nestabilni tereni najnepovoljniji za građenje. No i pored toga graditelji su skloni da grade na takvim terenima zbog vrijednosnog položaja same lokacije, koja im omogućava ostvarivanje veće dobiti. Pri tome zanemaruju upozorenja na opasnost gradnje na takvim područjima, čime svjesno ili nesvjesno ugrožavaju ljudske živote i materijalna dobra. Građevinska dozvola nije garancija da neće biti klizišta. Stoga je
318
potrebno tokom izrade geomehaničkog elaborata ispitati posljedice koje bi neki građevinski zahvati izazvali u tlu. Time bi se izbjegle određene neželjene situacije koje bi dovele do prekoračenja graničnih stanja nosivosti i upotrebljivosti, a koje bi se mogle pojaviti u slučaju naknadne promjene inženjersko-geološke i geotehničke situacije. Takve situacije se javljaju u slučajevima izgradnje objekata na padini, iznad ili ispod postojećih objekata, jer u vrijeme izrade elaborata za postojeće objekte, novi objekti nijesu postojali. Povećanjem opterećenja izgradnjom tih objekata na strmom tlu mogu pokrenuti klizište, posebno u područjima gdje je unutrašnje trenje tla malo. Pored pomenutih klizišta koja su posljedica ljudske aktivnosti, razlozi za pojavu klizišta mogu biti i prirodni. Na to ukazuju pojave sve većeg broja klizišta, izazvana prirodnim pojavama. Naime, klizište nastupa kao posljedica loma duž površine klizanja, kada je poremećena ravnoteža između aktivnih sila i mogućeg otpora tla, usljed djelovanja gravitacije i drugih spoljnih uticaja. Tako se pojava svakog klizišta može pripisati procesu koji je inicirao lom potencijalno nestabilne stijenske mase. Skoro sve padine izložene su neizbježnoj degradaciji usljed prirodnog trošenja i transporta materijala niz padinu. Taj proces se kontinuirano i vrlo sporo odvija. Međutim, neka klizanja se događaju kao iznenadni dramatični događaj na padinama, koje su prije toga dugo bile stabilne. U oba ova slučaja rezultat je isti; klizišta su samo jedan završni događaj u cijelom spektru prirodnih procesa (Mihalić, 2007). Klizanje je kretanje mase stijena ili tla niz padinu. Ono uključuje sve pokrete na padinama, nezavisno od mehanizma pokreta. Klizišta se mogu dogoditi u bilo kojoj vrsti stijene. Potencijalno klizište se može prepoznati na temelju njegove morfologije. Klizanje je prirodan proces oblikovanja reljefa ili se javlja, kao što je pomenuto, kao posljedica ljudskih aktivnosti, koje narušavaju stabilnost padina u brežuljkasto-brdovitim područjima. To su vrlo raznovrsne pojave: po obliku, veličini pokrenute mase, načinu, brzini kretanja i drugim svojstvima. Svako klizište je pokrenuto jednim pojedinačnim događajem ili procesom tzv. trigerom. Potpuno razumijevanje klizišta podrazumijeva poznavanje kako građe padine tako i procesa (trigera). Planarna oslabljenja su površine slojevitosti, pukotine i sl., nagnute u smjeru nagiba padine, stvaraju potencijalne klizne površine u svakoj stijeni. Potencijalni lom može se procijeniti na osnovu bilo kojeg kriterijuma u kontekstu lokalnih podataka. Klizanja u stijeni većinom su vezana uz površine slojevitosti, pukotine, rasjede, ravnine škriljavosti ili klivaža, koje imaju nepovoljnu orijentaciju u odnosu na padinu i koje presijecaju površinu padine. Da bi se klizišta mogla uspješno sanirati, potrebno je otkloniti uzroke koji su izazvali klizanje. UZROCI POKRETANJA KLIZITA Lokalni geološki procesi predstavljaju različite oblike otkidanja i pomjeranja geoloških masa duž prirodnih padina, kod vještačkih kosina tipa usjeka i zasjeka kod puteva, željeznica, platoa, površinskih kopova, deponija i dr. Ovakve pojave su veomа česte u prirodi, pri čemu izazivaju velike probleme vezane za stabilnost terena i izgrađene objekte. Stabilnost padina zavisi od velikog broja faktora, od kojih su najznačajniji: litološki sastav, fizičko-mehanička svojstva i stanje stjenovitih masa i terena u cjelini, te nagib terena stepen prisustva površinskih i podzemnih voda, razna dinamička djelovanja, uticaji od zemljotresa, eksplozije, rad teških mašina koje proizvode vibracije i dr. Pomenuti faktori često djeluju zajednički, tako da je potrebno dobro poznavanje geoloških, geotehničkih i opštih naučnih oblasti da bi se definisala sva potrebna svojstva i stanja neophodna za analizu lokalnih
319
geoloških procesa. Veliki broj autora se bavio istraživanjima ove problematike, tako postoje više od 200 različitih klasifikacija svih pomjeranja terena (Јовановски и сар.,2012). Upravo zbog toga, srijeću se različite definicije i podjele kretanja masa. U zemljama engleskog govornog područja najčešće se koristi klasifikacija D. Dž. Vornsa koja je pretrpjela nekoliko modifikacija. Ovaj autor, kao kriterijume za podjelu usvaja: oblik pomjeranja masa i vrstu materijala koji je uključen u procesu njhovog kretanja. U zemljama bivšeg Sovjetskog Saveza i bivše Jugoslavije često se koristi tzv, genetska klasifikacija pomjeranja prema Zolotarevu. No, bez obzira na različite klasifikacije, treba znati da kod gavnih oblika nestabilnih pojava postoje jasne razlike u kretanju karakterističnih tačaka u tijelu nestabilne mase, što pruža mogućnost za bolje prepoznavanje uzroka i povoda pojave klizišta. Neposredni povodi aktiviranja klizišta mogu biti prirodnog karaktera ili podstaknuti djelovanjem čovjeka. U tom smislu uzroci iniciranja klizišta mogu biti: promjene režima podzemnih voda, kao najpodložniji izmenama u toku vremena, odnosno promjene u tečenju podzemnih voda i obilne padavine ili otapanje snijega, djelovanje mraza, postepeno razaranje stijena, zemljotresi i vibracije, promjena vegetacije, promjena nagiba padine usljed erozije ili iskopa, opterećenje novoizgrađenim objektima. Njihovo zajedničko ili pojedinačno djelovanje može dovesti do loma i klzanja. Najvažniji pojedinačni uzrok pokkretanja klizišta je podzemna voda. Porast nivoa podzemne vode i pritiska vode doprinose većini lomova kosina. Većina klizišta se javlja za vrijeme olujnih padavina. Naime, efektivna naprezanja se smanjuju prilikom bilo kojeg povećanja pornog pritiska, a kao posljedica toga dolazi i do smanjivanja otpornosti na smicanje. Pritisak vode u pukotinama i stijenama i porni pritisak vode jednako su važni. Ulaženje vode u masu klizišta ima dugoročni učinak na unutrašnju trošnost. Opterećenje vodom u masi klizišta može povećati sile koje pokreću klizište. Za uspješno saniranje klizišta potrebno je otkloniti uzroke njihove pojave. Mjere stabilizacije i sanacije klizišta mogu se postići slijedeći dva opšta principa stabilizacije kosina: redukovanjem aktivnih sila koje uzrokuju klizište ili povećanjem otpora tla ili stijenske mase. Kombinacija ova dva principa takođe je djelotvorna. Svakako da ne postoji generalni recept za sanaciju klizišta i originalni pristup stabilizaciji klizišta koji se može primijeniti za svako klizište (Hutchinson, 1977). Tercagi (1951) je napomenuo: “Ukoliko je kosina pokrenuta, razmišljanja o zaustavljanju pomjeranja moraju biti usmjerena prema procesu koji je pokrenuo klizište”. Karakteristični oblici klizanja mogu, u zavisnosti od morfologije i vrste materijala, te brzine klizanja biti različiti. Prema mehanizmu kretanja razlikuje se pet tipova klizanja: odronjavanje, prevrtanje, klizanje (u užem smislu riječi), Širenje (razmicanje) i tečenje slika 1. Odroni (engl. rockfall, njem, Absturz, m., Bergsturz, m.), odvajanje izvjesne količine zemlje ili kamena od podloge i obrušavanje ili klizanje niz padinu. Nastaje na strmim kosinama stjenovitog ili koherentnog materijalausljed podlokavanja stope ili pritiska vode i leda u pukotinama na gornjerm dijelu klizišta. Rotacijsko klizanje (engl. rotationallandslide, rotational slip, njem. Rotationsrutsch, m.), nastaje u homogenim, pretežno glinovitim malo konsolidovanim materijalima, po zakrivljenim površinama.
320
Složeno klizanje (engl. combined landslide, njem. kombinierter Rutsch, m.), nastaje u nehomogenim materijalima, a površina loma sastoji se od više zakrivljenih i ravnih djelova. Tečenje tla, (engl. soil mass flow slide, njem. Bodenkriechen, n.), fluidno gibanje materijala niz kosinu, bez uzražene površine loma, sa malim brzinama. Translatorno klizanje (engl. translational slide, translational landslide, njem. Translationsrutsch, m.), nastaje duž površine diskontinuiteta na manjim dubinama, približno paralelno sa površinom kosine.
Slika 1. Osnovni tipovi klizanja: a) odron, b) rotacijsko klizište, c) plitko rotacijsko klizište, d) rotacijsko klizište na konkavnoj površini, e) složeno klizište, f) i g) translatorno klizište Figure 1. Basic slip types: a) slope, b) rotary slip, c) shallow rotary slide, d) a rotary slip on the concave surface, e) a complex slip, f) and g) a translational slip
Zapremina pokrenutog tla može iznositi od nekoliko m3 do nekoliko km3, dok brzine klizanja mogu biti nekoliko cm/s ali i više od 200 km/h. Svrha mjera stabilizacije i sanacije klizišta je da osiguraju trajnu stabilnost kosine u trenutnim i razumno mogućim uslovima na kosini (Cornfortch, 2005). Termin trajna stabilnost podrazumijeva opšti prestanak pomjeranja klizišta ili njegov niski stepen puzanja nakon preduzetih mjera sanacije. PRINCIPI SANACIJE KLIZIŠTA Sa ciljem da se odstrane ili minimiziraju oštećenja terena ili objekata preduzimaju se tehničke mjere za odstranjivanje mogućih štetnih uticaja. Poznate su pod nazivom, mjere
321
sanacije. Zapravo, sama riječ sanacija (engl. repair, remediation, remedial activities, nem. Sanierung, f.), znači otklanjanje štetnih posljedica nastalih tokom korišćenja objekta zbog prirodnih ili drugih djelovanja, kao što su vlaga, korozija, zemljotres, klizanje ili slijeganje terena, požar, eksplozija i dr.). Sanacija klizišta (engl. landslide improvement, njem. Rutschgebietsanierung, f.), predstavlja skup aktivnosti koje se preduzimaju kako bi se uticalo na povećanje faktora sigurnosti i smirilo opaženo klizanje. Najjednostavniji se postupak, ali rijetko ekonomski opravdan, sastoji u ublažavanju kosine skidanjem dijela tla na gornjem dijelu i/ili dodavanjem na donjem dijelu klizišta. Kako je pojava klizanja nerijetko uzrokovana promjenama u tečenju podzemnih voda, stabilnost će se povećati odgovarajućim dreniranjem i povoljnim usmjeravanjem strujnog toka. Preduslov za uspješnu sanaciju je poznavanje svih značajnih činilaca koji su izazvali klizanje: geološku građu, geomehaničke osobine, nivo podzemne vode i njene oscilacije, smjer i brzinu pomjeranja, dubinu i oblik površine loma. Uz spomenute mjere, stabilnost se može osigurati i potpornim zidovima sa zategama ili bez njih. I sadnja drveća povoljno djeluje jer smanjuje vlagu u tlu, dok kod plitkih klizišta korijenje veže potencijalnu kliznu masu uz podlogu. Za sprovođenje navedenih sanacionih mjera osnovni uslov je da se izvrše odgovarajuća geotehnička istraživanja i ispitivanja u cilju dobijanja podloga za sanaciju klizišta i okolnog terena. Istraživanja treba da definišu geološku građu terena, fizičkomehanička svojstva stijenskih masa, morfološke i hidrogeološke odlike terena, klimatske uslove, karakteristike inženjerskih intervencija, preduslove i uzroke koji izazvali pojavu klizišta, elemente samog klizišta, stanje postojećih objekata i inženjerskih zahvata i sl. Pri tom su veoma značajne za definisanje optimalnih sanacionih mjera, analize stabilnosti. U samim analizama se unose konstruktivni element i opterećenja od objekata za sanaciju. Kvantitativno, za procjenu stepena uspješnosti sanacije se koristi sljedeća formula:
Es = Gdje je: Es – efekat sanacije, F
- faktor sigurnosti saniranog stanja,
F
- faktor sigurnosti prirodnog stanja.
Kod terena gdje ima pojava aktivnog klizanja logično je da je faktor sigurnosti oko ili ispod jedinice, ali se za analizu može usvojiti vrijednost FS =1. Nakon projektovanja sanacionih mjera, ocjenjuje se faktor sigurnosti, ponovnom analizom. Smatra se da je poboljšanje oko 5% nedovoljno. Poboljšanje od 15% smatra se kao minimalno dozvoljeni efekat, mada se i sa tim ne može garantovati potpuni prestanak pomjeranja. Zato, uvijek treba težiti da efekat poboljšanja bude oko 40%, ali pri tom treba voditi računa da analizirane mjere ne budu predimenzionisane. Princip analize sanacionih efekata je prikazan na slici 2.
322
Slika 2. Analiza efekta sanacije za rješenje sa potpornim zidom i dopunskim nasipanjem u nožici klizišta Figure 2. Analysis of the repair effect for the solution with the supporting wall and the additional fill in the slipper
Sa slike 2 može se uočiti da efekat sanacije treba da se analizira za istu površinu smicanja, koja , kod aktivnih klizišta, treba da je sama površina klizanja. Kako bi se relevantne informacije o sanaciji klizišta uključile u standardni format International Union of Geological Sciences Working Group on Landslides (IUGS WG/L) i Commission on Landslide Remediation predložila je listu standardnih mjera sanacije klizišta (Popescu, 2001). Mjere sanacije podijeljene su u 4 osnovne praktične grupe: modifikacija geometrije kosine, dreniranje, potporne konstrukcije i unutarnje ojačanje kosine. Izbor jedne od navedenih mjera zavisi od tipa klizišta, njegovih karakteristika, uzroku pokretanja i dimenzija klizišta. Najbolji rezultati kod sanacije klizišta postižu se kombinacijom različitih tipova sanacionih mjera koje moraju obezbijediti maksimalni efekat stabilizacije kosine implementacijom najjednostavnije i najmanje zahtjevne mjere sanacije. OSNOVNA PRAVILA SANACIJE KLIZIŠTA Prethodno je navedeno da je svako klizište poseban slučaj, tako da je svaka generalizacija pri izboru mjera sanacije opasna. Ipak, postoje neka pravila koja se mogu smatrati kao principi, koje treba primijeniti kod projektovanja sanacionih mjera. U tom smislu navodi se da: • uvijek treba pronaći uzroke koji su presudni za pojavu klizišta, • po mogućnosti uvijek izbjegavati nestabilne terene za gradnju , • dodavanje bilo kakvog dopunskog opterećenja u zoni čela klizišta je nepovoljna varijanta, • uklanjanje materijala iz zone klizišta uvijek je nepovoljno i može prouzrokovati njegovo reaktiviranje, • uvijek treba težiti minimiziranju mogućnosti infiltracije površinske vode u klizište i smanjenju priliva i pritiska podzemnih voda ka zoni klizanja, • sanaciju treba izvršiti pravovremeno, u suprotnom, stvaraju se uslovi za dalje širenje procesa.
323
Proizilazi, da je za primjenu bilo koje sanacione mjere potrebno sagledavanje klizišta i samog procesa klizanja, nakon čega se može pristupiti njegovom projektovanju i izvođenju. U principu, za sanaciju klizišta mogu se primijeniti tri grupe sanacionih mjera: • • •
mjere za odstranjivanje uzroka klizanja, mjere za poboljšanje svojstava stjenovitih masa u tijelu i oko klizišta, mjere gdje se sili klizanja suprostavlja kontra sila.
Inače, same mjere sanacije su mnogobrojne. Do sada poznate analize u geotehnici i sinteze podataka izdvajaju nekoliko osnovnih grupa sanacionih mjera, stoga ih je zgodno sistematizovati. SISTEMATIZACIJA MOGUĆIH MJERA SANACIJE KLIZIŠTA Modifikacija geometrije kosine • • •
Uklanjanje materijala iz područja koje pokreće klizište (sa mogućom zamjenom materijal lakšim) Dodavanje materijala u područje koje održava stabilnost (protu-uteg u vidu bermi ili nasipa) Smanjenje generalnog nagiba kosine Dreniranje
• • • • • • • • • • • • • •
Površinsko dreniranje kako bi se odvela voda koja teče po klizištu (kanali, cjevovodi) Plitki ili duboki drenažni jarci ispunjeni slobodno drenirajućim materijalom (krupnozrnasti materijali i geosintetici) Podupirući nasipi (buttress counterforts) od krupnozrnastog materijala s hidrogeološkim efektom Vertikalne bušotine malog promjera s crpljenjem ili samodrenirajuće Vertikalni bunari velikog promjera s gravitacijskim dreniranjem Sub-horizontalne ili subvertikalne bušotine Drenažni tuneli, galerije ili potkopi Vakuumsko isušivanje Dreniranje sifonima Isušivanje elektro-osmozom Sadnja vegetacije u cilju isušivanja Dreniranje kombinacijom površinskog dreniranja i drenažnih jaraka Dreniranje kombinacijom površinskog dreniranja, bušenih drenova i podupirućih nasipa od krupnozrnastog materijala Dreniranje kombinacijom
324
Potporne konstrukcije • • • • • • • • • • • • • • • •
Gravitacijski potporni zidovi Montažni potporni zidovi Gabinonski potporni zidovi Pasivni piloti, stubovi i bunari Izvedeni na mjestu armiranobetonski potporni zidovi Konstrukcije od armiranog tla sa trakama ili pločama od polimernih ili metalnih elementa ojačanja Podupirući nasipi (buttress counterforts) od krupnozrnastog materijala sa mehaničkim efektom Mreže za zaštitu od odrona na stijenskim padinama Sistemi za zaustavljanje ili ublažavanje udara od odrona stijenske mase (jaruge, nasipi, barijere, zidovi) Zaštitni blokovi (jastuci) za zaštitu od erozije stijenskih padina Gravitacijski potporni zidovi ili in situ betonirani armirano betonski potporni zidovi Gabionski potporni zidovi Pasivne pilotske stijene Podupirući nasipi (buttress counterforts) od krupnozrnastog materijala s mehaničkim efektom Konstrukcije od armiranog tla ili montažnih potpornih zidova. Stabilizacija kosine u stijenskoj masi korišćenjem mreža za zaštitu od odrona, zaštitnih armiranobetonskih blokova (jastuka) za zaštitu od erozije i sistema za prihvaćanje odronjenih blokova s kosine Unutarnje ojačanje kosine
• • • • • • • • • • •
Štapna sidra Mikropiloti Armirano tlo Geotehnička sidra (prednapeta ili bez prednaprezanja) Injektiranje Šljunčani piloti ili piloti sa cementnim-krečnim vezivom Toplotno tretiranje Zamrzavanje Elektro osmotska sidra Sadnja vegetacije (mehaničko ojačanje djelovanjem korijenja biljaka) Stabilizacija kosine unutarnjim ojačanjem tla i stijenske mase (sadnjom vegetacije, ankerisanim tlom, prednapregnutim sidrima i mikropilotima/ mlazno injektiranim pilotima ili šljunčanim pilotima.
Svi navedeni faktori predodređuju mjere sanacije. Svako klizište može se sanirati koristeći brojne različite pristupe ili njihove kombinacije.
325
Prema vremenu izvođenja mjera sanacije, postoje dva osnovna vida sanacije. To su preventivne i akutne mjere sanacije. Preventivne mjere sanacije se primjenjuju kao prethodne da bi se spriječila pojava klizanja labilnih djelova terena. U tom cilju se može primijeniti veći broj metoda, same ili u kombinaciji, npr.: • • • • •
zasađivanje vegetacijske zaštite, odnosno zatravljivanje i pošumljavanje, zatvaranje pukotina u tijelu klizišta, glinovitim materijalom, ravnavanje i opšte uređenje tijela klizišta, izrada vodozahvatnih objekata za površinske i podzemne vode, sprječavanje uzroka rušenja djelova riječnih i morskih obala od udara talasa, udara riječne matice kod površinskih tokova i dr., kamenim nabačajem, krupnim blokovima, zaštitnim zidovima i dr.
Akutne ili interventne mjere sanacije se primjenjuju kada je već proces klizanja postao aktivan i kada su već objekti ugroženi. U takvim situacijama može se pristupiti izradi zaštitnih kanala, drenažnih rovova i galerija, bermi za rasterećenje čela klizišta, zamjeni materijala, podupranju padina zidovima, sidrenju, injektiranju, postavljanju mreža i dr. Ponekad situacija nalaže hitno preduzimanje mjera, u kom se slučaju, svjesno, primjenjuju privremene primarne mjere, da bi se smanjio rizik od dopunskih oštećenja terena, objekata ili ljudskih života. Nakon prevazilaženja prve opasnosti pristupa se primjeni trajnih sanacioni mjera, koje se rade isključivo na osnovu detaljnih istraživanja i projekta sanacije terena. Koje će se konkretne mjere primijeniti zavisi od karakteristika klizišta, položaja objekata u odnosu na klizište, uslova pristupa i mogućnosti kombinovanja sanacionih mjera. UMJESTO ZAKLJUČKA Složenost geološke građe tla, često nepovoljni klimatski faktori, tektonske predispozicije, kao i tehnički zahvati, stvaraju uslove za aktiviranje zemljanih masa na površini terena, koje se uglavnom manifestuju u vidu klizišta. Pojava klizišta, zahtijeva analizu tog stanja radi utvrđivanja procesa koji je pokrenuo klizište. Zato je potrebno izvršiti odgovarajuća geotehnička istraživanja i ispitivanja u cilju dobijanja podloga za njegovu i sanaciju okolnog terena, jer učinci sanacionih mjera na stabilnost padina mogu se procijeniti samo nakon brižljivo sprovedenih inženjerskogeoloških i geotehničkih istražnih radova i odgovarajućih analiza stabilnosti nesaniranog i saniranog stanja. Nakon prikupljanja i analize inženjerskogeoloških, hidrogeoloških i geotehničkih podataka istraživanja, pristupa se izradi prijedloga mjera za sanaciju. U tom cilju potrebno je prvo odrediti raspored slojeva tla u osnovi i po visini, sa njihovim fizičko-mehaničkim svojstvima, zatim odrediti dubinu klizne površine i konturu kliznog tijela. Odrediti pijezometarski nivo na raznim tačkama kliznog tijela. Zatim slijedi, u pokrenutoj zoni, a posebno duž površine loma, određivanje smjera, intenziteta i brzine pomjeranja. Na osnovu analize baze podataka o projektovanom i saniranom klizištu primjenjuju se odgovarajući zahvati, shodno principima i pravilima iznešenim u ovom radu. Takođe, učinci sanacionih mjera na stabilnost padine,
326
odnosno saobraćajnice, mogu se procijeniti samo nakon pažljivo izvedenih istražnih radova i odgovarajućih analiza stabilnosti nesaniranog i saniranog stanja kao i sprovođenjem i analizom rezultata mjerenja (za vrijeme monitoringa) na klizištu odnosno odronu, na posmatranoj dionici saobraćajnice. Za racionalno urbanističko planiranje, projektovanje i građenje, klizišta predstavljaju značajan problem. Međutim, uz pravilne mjere ispitivanja i saniranja terena, područje ugroženo klizištima, može da bude iskorišćeno kao teren na kome je moguće urbanistički planirati i graditi. Zbog toga se, treba pridržavati osnovnih karakteristika i obilježja svih geoloških i inženjersko-geoloških istraživanja. Ta obilježja su: postupnost, potpunost, ravnomjernost i ekonomičnost. Ovi principi omogućavaju izradu stručno sadržajne i cjelovite inženjersko-geološke podloge koja je prilagođena nivou planiranja i treba da bude dio cjelokupne planske dokumentacije. Bilo kakav drugi pristup dovodi do problema u tehničko-ekonomskom smislu. Budući da je danas aktuelna sanacija i gradnja puteva i željezničkih pruga, prilika je da se ukaže na deformacije koje nastaju na kolovoznim ili željezničkim konstrukcijama, a obično su prouzrokovane neadekvatnim kvalitetom posteljice, odnosno neadekvanim gemehaničkim podacima. Nestabilnost tla, uključujući i njeno temeljno tlo, može biti većih razmjera. U takvom slučaju zahvaćeno je šire područje. Deformacije se mogu protezati na većim dužinama, obuhvatajući ogromne količine tla. Uzroci takvog stanja mahom su uslovljena i širim lokalnim prirodnim geotehničkim i topografskim parametrima, odnosno, uslovima u kojima se saobraćajnica nalazi. Pomjeranja mogu biti višemetarskog reda veličine i u takvim slučajevima uticaj sobraćajnog opterećenja na ove pojave je od primarnog značaja, npr. kad je narušena posteljica puta. U situaciji nasipa na padinama, dva su razloga pojave nestabilnosti: usljed povećanja opterećenja prirodne padine novim opterećenjem tijela nasipa i usljed izmijenjenih uslova dreniranja i evaporacije vlage iz padine što može izazvati povećanje gornjih pritisaka. LITERATURA: VrkljanI.: Inženjerska mehanika stijena, Građevinski fakultet Sveučilišta u Rijeci, 2003. Grubić N.:Stabilnost kosinai sanacija klizišta, Građevinski fakultet u Sarajevu, sarajevo, 2006. Јовановски М., Гапковски Н., Пешевски И., Аболмасов Б.:Инженерска гелогија, Градежен факултет, Скопје, 2012. Mihalić S.: Osnove inženjerske geologije. Sveučilište u Zagrebu, Rudarsko-geološko-naftni fakultet, Zagreb, 2007 Tanja Roje –Bonacci : Mehanika tla. Sveučilište u Splitu, Građevinsko-arhitektonski fakultet, 2007. Tanja Roje –Bonacci : Zaštita kosina i sanacija klizišta, Stručni prikaz. Sveučilište u Splitu, Građevinsko-arhitektonski fakultet. Cornforth D. : Landslides in Practice: Investigation, Analysis, and Remedial/Preventative Options in Soils, 2005.
327 UDC: 624.131.537 Pterhodno saopštenje
INŽENJERSKO-GEOLOŠKI ASPEKTI FENOMENA KLIZIŠTA Dragan Zlatkov, Slavko Zdravković, Andrija Zorić Građevinsko-arhitektonski fakultet Univerziteta u Nišu, Niš, Aleksandra Medvedeva 14,
[email protected],
[email protected],
[email protected] REZIME Za inženjera geotehničara poznavanje opštih geoloških karakteristika nestabilne kosine, a posebno inženjersko-geoloških uslova nastanka klizišta na njoj, predstavlja preduslov njegove mogućnosti da shvati ovaj problem, a zatim i da adekvatno reaguje na njega. Klizište se može proučavati kao savremeni inženjersko-geološki proces u kome nastaje padina i kao nestabilnost terena predviđenog za buduću gradnju, što je za građevinske inženjere - geotehničare značajnije. KLJUČNE REČI: klizište, inženjerstvo, geotehničar, kosina, padina
ENGINEERING-GEOLOGICAL ASPECTS OF THE LANDSLIDE PHENOMENA ABSTRACT For geotechnical engineers, the knowledge of the general geological characteristics of the unstable slope, and especially the engineering and geological conditions of the landslide formation on it, is a precondition for its ability to understand this problem, and then react adequately to it. The slopes can be studied as a modern engineering-geological process in which the slopes form and as the instability of the terrain foreseen for future construction, which is more important for construction engineers - geotechnicians. KEY WORDS: landslide, engineering, geotechnical, slopes, downhill
UVOD Uzroci nastanka klizišta su zbog narušavanja ravnotežnih uslova koji vladaju u zemljinoj ili stenskoj masi padine. Sam mehanizam tog gravitacionog pomeranja odnosno mehanizam klizanja najčešće je složen, a mase koje su tim mehanizmom pokrenute mogu da budu male, pa sve do onih koje po obliku i posledicama predstavljaju prirodne katastrofe. Zbog štetnih posledica, a i gubitka ljudskih života, klizišta predstavljaju ograničavajući faktor za
328
korišćenje postojećih građevinskih objekata. Klizišta, kao i svi drugi vidovi nestabilnosti terena, dobijaju sve veći značaj. Izučavanju problema klizišta, pored geologa i građevinacageotehničara, uključuju se geomehaničari, geofizičari, geodete i drugi stručnjaci iz srodnih disciplina. Procenjuje se da u svetu, na godišnjem nivou, štete izazvane klizištima prelaze više milijardi dolara, a strada na hiljade ljudi. Jedno od najčešće spominjanih klizišta sa katastrofalnim posledicama, izuzimajući materijalne gubitke, je klizište Vajont kod Longaronea u Italiji sa oko 2000 smrtno stradalih. Među značajnija klizišta mogu se izdvojiti: u Hrvatskoj - Zalesine, na pruzi Zagreb-Rijeka, Jelenovac na obroncima Zagrebačke gore, Prekrižje kod Zagreba, Grahovo u dolini Rječine; u Makedoniji - Zavoj kod Pirota; u Srbiji - Bogdanje kod Trstenika. Na teritoriji Bosne i Hercegovine: Husino, Žigić, Čaklovići u Tuzli, Gornja Dobošnica kod Lukavca, Mramorje na putu Kalesija-Sapna i dr. Današnja izučavanja klizišta obuhvataju i aktivnost na rejonizaciji i kategorizaciji padina u pogledu stabilnosti. Potrebne su informacije i podloge za izvođenje optimalnih sanacionih mera kojima se mogu i nestabilne padine učiniti stabilnim i prihvatljivim za korišćenje određenoj nameni. Naročito je važno obratiti pažnju na sledeće prirodne uslove: geološke, inženjersko-geološke, hidrogeološke i hidrološke, geodinamičke procese i antropogene (tehnogene). Osobine klizne mase obuhvataju: osobine klizne površine: položaj, oblik, veličinu, osobine tela klizišta: dimenzije, zapremina, raspored masa, brzina kretanja i uzroci pokretanja, kao i fizičko-hemijske i mehaničke osobine materijala, pre svega otpor na smicanje i deformabilnost. Osobine podzemnih voda u području klizišta: nivoe i oscilacije nivoa u vremenu. Utvrditi stabilnost padine i sanacione mere. Izbor sanacionih mera zavisi od: tipa klizišta, uzroka nastanka klizišta, osobina materijala, uslova koji vladaju u području klizišta kao i tehničko-ekonomskih parametara. INŽENJERSKO-GEOLOŠKI ASPEKTI FENOMENA KLIZIŠTA Značaj klizišta je i u činjenici da njihova pojava, u slučajevima potpunog razvoja, kada proces klizanja dostiže svoj maksimum, izaziva: velike materijalne gubitke, mogućnost smrtnih slučajeva i ograničenja kod projektovanja i izvođenja građevinskih radova. Na padini koja je predviđena za gradnju identifikacija klizišta može, a i ne mora, da bude posebno težak proces. Pored determinisanja područja klizišta, potrebno je determinisati i ona područja, na osnovu analize prikupljenih podataka, koja trenutno nisu zehvaćena ovim procesom, ali bi mogla biti. Pojava klizišta na padini se može definisati na sledeći način: Klizište je deo geomorfološke sredine ograničen površinom i dubinom klizanja, kod koga se gravitaciono premeštanje pokrenutih masa u hipsometrijski niže delove padine, dešava bez gubitka kontakta klizne mase sa stabilnom podlogom. Uspešnost sanacije klizišta tj. izbor efikasnih tehničkih mera
329
za zaustavljanje tog procesa zavisi od uspešnosti utvrđivanja uzroka njihovog nastanka i tih uzroka je više, a oni su u specifičnim međusobnim odnosima pri stvaranju uslova za nastajanje klizišta. Ti uzroci po svojoj prirodi nastanka mogu da budu: prirodni i tehnogeni ili antropogeni uzroci. Veoma je veliki broj i jednih i drugih uzroka na padini, a među najznačajnijim su: fizičko i mehaničko raspadanje stene, uticaji površinskih i podzemnih voda, kao i promena nivoa podzemnih voda, erozioni procesi kao posledica remećenja ravnoteže (podlokavanje), nagib padine, nagomilavanje materijala na padini iz ranijih procesa klizanja, značajna diskontinualnost i degradiranost stenske mase, prostorni položaj stena različitih fizičko-mehaničkih osobina u strukturnoj građi padine, povećanje pritisaka u tlu za vreme velikih oborina kao što su: težina snežnog pokrivača i težina vode u tlu nakon topljenja snega i velikih kiša, bubrenje tla, isušivanje tla pri čemu se stvaraju zjapeće pukotine, pa je poniranje veće vode, prirodni seizmički uticaji (zemljotres) koji mogu da aktiviraju stara i izazovu nova klizišta, mikrobi i tako dalje. Antropogeni uzroci nastajanja mogu da budu slučajno ili potpuno svesno stvoreni, a obično su vezani za planinske ili stihijske građevinske i rudarske radove. Najčešći tehnogeni uzročnici nastanka klizišta su: • Izgradnja građevinskih objekata na uslovno stabilnim i nestabilnim padinama. • Neadekvatno izvođenje zemljanih radova kao što su: zasecanje i usecanje padina, izgradnja nasipa na padinama, iskop površinskih kopova, kanala, temelja, nekontrolisano deponovanje materijala na padini i drugi zemljani radovi koji mogu dovesti do narušavanja ravnoteže na padini. • Devastiranje terena ogoljavanjem i sečenjem vegetacije. • Filtracioni pritisci usled naglog smanjenja nivoa vode u veštačkim akumulacijama i kanalima. • Dinamičko opterećenje saobraćajnica. • Veštački izazvani seizmički uticaji, kao što su miniranje i vibracije usled rada teških mašina i tako dalje (Mitrović, 2014). Svaka pukotina na površini terena može da ukazuje na pripremnu fazu klizanja, što predstavlja veoma važan podatak za dalju analizu i donošenje odluke u fazi projektovanja i izvođenja sanacionih mera. Kada su zidovi pukotina konkavni radi se o tkz. rotacionom klizištu. U drugom slučaju kada je pukotina sa konstantnim zevom radi se o blokovskom pomeranju usled pojave napona zatezanja. Jedan od najčešćih morfoloških oblika, specifični za klizne procese na padini, je klizni cirk koji predstavlja konturu kliznog tela. Zbog ovih specifičnih morfoloških pojava, područja padina zahvaćena klizištima, jasno se uočavaju i na topografskim kartama, a prema rasporedu izohipsi. Proces proučavanja padina, odnosno kliznog procesa na njoj, provodi se kroz nekoliko procesa na njoj i započinje se analizom opšte morfologije, a završava se rekognisciranjem terena i izradom inženjersko-geološke karte vrši provera i verifikacija stanja u realnim uslovima. ELEMENTI I FAZE FORMIRANJA KLIZIŠTA Da bi se problem klizišta na padinama bolje rešavao potrebno je definisati osnovne delove i elemente na klizištu. Definisanje osnovnih delova klizišta u terminološkom i u
330
mormometrijskom odnosno tehničkom smislu je različito kod autora koji se bave ovim fenomenom. Na slici 1 prikazani su osnovni delovi i elementi klizišta koji se najčešće koriste. Elementi klizišta su: • Čelo klizišta - čeoni ožiljak - nalazi se na hipsometrijski najvišem delu klizišta. • Stopa klizišta ili nožica klizišta - nalazi se na hipsometrijski najnižem delu klizišta gde klizna ravnina takođe izbija na površinu terena. • Klizna ravan ili klizna zona - predstavlja diskontinualnu ravninu ili pak zonu (obično oslabljenog smrvljenog materijala) duž koje se vrši prenos (klizanje) pokrenute klizne mase. Klizne ravnine ili zone mogu da budu različitih oblika: kružno-cilindričnog, zatalasanog, pravolinijskog, pravilnih i izlomljenih krivi linija. • Bokovi, bočne strane ili krila klizišta - definisane su bočnim tangencijalnim pukotinama i čine bočne konture klizišta. • Telo klizišta - ograničeno je prethodnim elementima, a predstavlja celokupnu pokrenutu kliznu masu tla. Po svom obliku i veličini može da bude veoma različito, a dimenzije su određene njegovim morfometrijskim karakteristikama, a sastoji se iz tela i jezika klizišta.
a) delovi klizišta b) elementi klizišta (po Varns-u) Slika 1. Osnovni delovi i elementi klizišta: 1 - pukotine otkidanja, 2 - čelo klizišta, 3 - poprečne pukotine, 4 - radijalne pukotine, 5 - nožica (stopa) klizišta, 6 - bokovi klizišta, 7 - telo klizišta, 8 klizna ravnina ili klizna zona, 9 - podina klizišta ili supstrat (bedrok) Figure 1. The basic parts and elements of the landslide
Morfometrijske karakteristike klizišta svrstavaju se u elemente klizišta i predstavljaju grupu koju čine: dužina klizišta, širina klizišta, dubina klizišta, površina klizišta, zapremina klizišta. Podloga klizišta je matična stena po kojoj dolazi do klizanja odnosno premeštanja klizne mase. Gravitacioni bazis je dolinsko dno, koje je hipsometrijski najniža tačka u podužnom pravcu padine na kojoj se pojavljuje fenomen klizišta. Klizne površine su diskontinuiteti koji nastaju nakon glavnog stadijuma premeštanja klizišta i dele klizno telo na manje komade odnosno blokove. Dinamika klizišta i vrsta klizišta zavise od brzine premeštanja tih masa i karaktera klizanja, ali ne utiče na mehanizam procesa. Proces klizanja mase na padini započinje u trenutku kada smičući naponi prekorače smičuću otpornost materijala od koga je padina izgrađena, pa je prema Terzaghi-ju, Popov-u i drugih
331
autora poznavanje građe i strukture klizišta, pri čijem se formiranju mogu izdvojiti četiri faze: 1. faza pripreme, 2. faza glavnog premeštanja, 3. faza sekundarnog premeštanja, 4. faza smirivanja. Pri svim ovim fazama došlo je do opšteg pada faktora stabilnosti padine. Bilo koja faza može biti kraća ili duža, što zavisi od stanja materijala na padini i relevantnih faktora koji negativno utiču na postojeće stanje. PROBLEMATIKA KLASIFIKACIJE KLIZIŠTA Za klizište je specifično , kada su u pitanju klasifikacije ovog fenomena, da se može susreti sa velikim brojem tih klasifikacija. Tako su klasifikacije klizišta bazirane na: genetici klizišta, morfologiji klizišta, mehanizmu i dinamici procesa (pojavnim oblicima), strukturi padine, položaju i obliku površine klizanja, vrste materijala, brzini kretanja i tako dalje. Zbog čestog korišćenja u Sjedinjenim američkim državama, klasifikacija koju je dao D. Varnes, često se naziva i američka klasifikacija, a gubici mase padina su podeljeni u šest tipova: a) odroni i osuline, b) blokovsko otkidanje, c) klizišta koja se nazivaju slides, a dele se u dva podtipa: rotaciona klizišta i blokovska klizišta i lavine drobinskog materijala (konsekventno klizište), d) blokovska klizišta sa istiskivanjem, e) klizni tok i f) složena klizišta. Kao što je rečeno postoje i druge klasifikacije klizišta u zavisnosti od raznih karakteristika, pa tako imamo: asekventna klizišta, konsekventna klizišta, progresivna ili detruzivna klizišta. Po kriterijumu mehanizma klizanja izdvajaju se tri tipa klizišta: smicanje, tečenje (suvo i mokro) i mešoviti mehanizam premeštanja. Prema morfologiji (obliku) kliznog tela su sledeća (Slika 2.1-2.7): I) klizišta cirknog tipa, II) klizišta frontalnog tipa, III) klizišta jezičastog tipa, IV) klizišta amfiteatarskog tipa, V) klizišta lepezastog tipa, VI) klizišta kašikastog tipa, VII) klizišta kruškastog i elipsastog tipa, VIII) klizišta izometrijskog tipa, IX) klizišta nepravilnog poligonalnog tipa, X) klizišta složenog tipa.
Slika 2.1 Klizište cirknog tipa Figure 2.1 Zircon type landslide
Slika 2.2 Klizište frontalnog tipa Figure 2.2 Frontal type landslide
332
Slika 2.3 Klizište jezičastog tipa Figure 2.3 Lingering type landslide
Slika 2.4 Klizište amfiteatarskog tipa Figure 2.4 Amphitheater type landslide
Slika 2.5 Klizište lepezastog i kašikastog tipa Figure 2.5 Fancy and spoon type landslide
Slika 2.6 Klizište elipsastog i kruškastog tipa Figure 2.6 Elliptical and pear type landslide
Slika 2.7 Klizište izometrijskog i nepravilnog poligonalnog tipa Figure 2.7 Isometric and irregular polygonal type landslide
333
ZAKLUČAK Klizište predstavlja jedan od najznačajnijih geoloških egzogenih procesa u toku kojih se formiraju padine. Uzrok tih pomeranja su narušeni ravnotežni uslovi koji vladaju u zemljinoj ili stenskoj masi padine. Procenjuje se da u svetu, na godišnjem nivou, štete izazvane klizištima prelaze više milijardi dolara, a stradaju na hiljade ljudi. Današnji pristup izučavanju pojava vezanih za klizišta dobio je drugačije oblike , koji se mogu opisati kao dalekosežnije i studioznije izučavanje. Prema tome, klizište se može proučavati kao savremeni inženjersko-geološki proces u kome nastaju padine i kao nestabilnost terena predviđenog za buduću gradnju, što je za građevinske inženjere geotehničare značajnije. Na padini koja je predviđena za gradnju identifikacija klizišta nije posebno težak proces, a najjednostavniji način za to su geomorfološke metode. Jer, kako je već rečeno, klizište je deo geomorfološke sredine ograničene površinom i dubinom klizanja, kod koga se gravitaciono premeštanje pokrenutih masa, u hipsometrijski niže delove padine, dešava bez gubitka kontakta mase sa stabilnom podlogom. Pored niza drugih prirodnih i tehnogenih ili antropogenih uzroka seizmički uticaji (zemljotresi) mogu da aktiviraju stara i izazovu nova klizišta. Osnovni delovi elementa klizišta su prikazani na slikama datim u radu. Takođe su nabrojane i morfometrijske karakteristike klizišta, kao i dinamika i vrsta klizišta zavisna od brzine premeštanja tih masa. Po kriterijumu mehanizma klizanja postoje tri tipa klizišta: smicanje, tečenje (suvo i mokro) i mešoviti mehanizmi premeštanja. Faza glavnog premeštanja predstavlja period kada dolazi do otkidanja klizne mase duž pukotina i klizne ravnine. Zahvalnica Ovo istraživanje je sprovedeno na Građevinsko-arhitektonskom fakultetu Univerziteta u Nišu u okviru projekta iz oblasti tehnološkog razvoja u periodu 2011. - 2017. god. pod nazivom “Eksperimentalna i teorijska istraživanja linijskih i površinskih sistema sa polukrutim vezama sa aspekta teorije II reda i stabilnosti” (TR 36016), finansiranih od strane Ministarstva prosvete, nauke i tehnološkog razvoja Republike Srbije.
LITERATURA: Đokanović, S.: Intezivne padavine kao aktivator klizišta, UDK: 624.542: 556.12(497.11) 2014, Geotehnički aspekti građevinarstva, str. 327-334, , Vršac, 2014. Zdravković, S., Zlatkov, D., Conić, S.: Seizmička mikorrejonizacija i seizmički rizik, Geotehnički aspkti građevinarstva ISBN 978-86-88897-07-5, COBISS-SR-ID 218635788, str. 445-452, Vršac, 2015.
334
Ibrahimović, A., Mandžić, K.: Sanacija klizišta, Rudarsko-geološko-građevinski fakultet Univerziteta u Tuzli, 2013. Memić, M., Folić, R., Ibrahimović, A.: Uticaj promjene parametara tla na pomeranje armiranobetonskih dijafragmi, Geotehnički aspekti građevinarstva, Sokobanja, 2013. Mitrović, P.: Sanacija klizišta i nedovoljno nosivog tla, AGM-knjiga, ISBN 978-86-86363-43-5, Beograd, 2014.
335 UDC: 624.131.54 Pregledni naučni članak
THE IMPACT OF LANSLIDES WITH GREAT MAGNITUDE OF OCCURRENCE ON URBANIZATION, STATE ASSESSMENT AND VULNERABILITY OF THE SETTLEMENTS Adnan Ibrahimović, Kenan Mandžić Faculty of Mining, Geology and Civil Engineering, University of Tuzla, Univerzitetska 2, Tuzla, Bosnia and Herzegovina,
[email protected] ,
[email protected] ABSTRACT Landslides are a significant limiting factor in spatial planning and urbanization. Reducing the impact of landslides on these planning can be achieved through the development of a landslide cadastre, as well as state assessment and vulnerability of the settlement to landslides. Especially this applies to landslides with great magnitude of occurrense. KLJUČNE REČI: landslides, urbanization, state assessment, vulnerability, settlements
UTICAJ KLIZIŠTA VELIKE POJAVNE MAGNITUDE NA URBANIZACIJU, OCJENU STANJA I UGROŽENOST NASELJA REZIME Klizišta predstavljaju značajan ograničavajući faktor u prostornom planiranju i urbanizaciji. Umanjenje uticaja klizišta na ova planiranja moguće je postići kroz izradu katastra klizišta kao i procjenu stanja i ugroženosti naselja klizištima. Posebno se to odnosi na klizišta velike pojavne magnitude. KEY WORDS: klizišta, urbanizacija, procjena stanja, ugroženost, naselja
INTRODUCTION The area of the City of Tuzla is significantly affected by landslides that are increasingly destroying material goods of citizens and endanger human lives from year to year, and are one of the important limiting factors of urban and spatial planning in the city area. The lack
336
of formation and updating of the database related to the landslide situation prevents the full effect of the measures taken in the struggle against the activation of new and the consequences of already existing landslides. This situation has a direct impact on the spatial planning or the possibility of its realization. Typically, the occurrence of the landslide, as an accidental event, is usually an isolated case, both in time and in space. This in a way enables a more "relaxed" methodological approach to its identification, determination and undertaking of certain remedial measures, whether intervening-preventive or permanent. However, such a relaxed approach is impossible to apply in the case of the phenomenon of high incidental magnitude landslides, when there are a large number of landslides simultaneously activated in a relatively small area. In the Tuzla Canton area, for every local community without the exception, the occurrence of the landslide represents permanent accidental events. Damage caused by landslides mostly related to damage of material nature, although, unfortunately, there are also cases in which human lives have been lost. In the period of May and August 2014, after heavy and frequent rainfall, landslides occurred throughout Tuzla Canton area, which has a high degree of vulnerability to the landslide hazard. Landslides were characterized by the simultaneous appearance and the large number on a relatively small space (municipalities, or local communities). The number of landslides, activated at the same time, in the territory of individual municipalities, exceeded one thousand. Such a situation, such a phenomenon, defined as landslides with great magnitude occurrence1, eliminate the possibility of relaxed approach for solving this problem, but it required a different methodological approach, whose basic specifics will be shown in this article. THE IMPACT OF LANDSLIDES ON SPATIAL PLANNING In City of Tuzla, only records of landslides registered by the local population were reported, which is very low in terms of the professional and technical capabilities of the city. The aforementioned landslide record was led by several institutions and each of them had a variety of data about the number of landslides, especially about their surface area. The reason for such a situation is unsystematic tracking and landslide research. Usually, only the currently activated (smaller) part of the landslide that threatens objects or infrastructure is treated, while the remaining, mostly larger part of the landslide that is currently in the inactive phase (although it has endangered objects) is not part of the appropriate analyzes. Landslides with great magnitude occurrence are defined as the appearance of a large number of landslides simultaneously or in a very short time interval in a relatively small area (spaces of the size of areas of a local community), in other words, the occurrence of landslides in function of numbers, time and space.
1
337
Also, the part of the landslide that is located within the agricultural and forest land outside of the building area is not taken into analysis. Based on the insight into the records, it is possible to identify certain periods with a significant occurrence magnitude of the landslide, which it is possible to connect as the basic trigger of their formation in that defined period. One of the most complete landslide records is the one owned by the Civil Protection Service, although it was not possible to determine, from this record, the exact degree of vulnerability of the terrain from the landslide in the territory of the city of Tuzla. There are no data such as: type of landslide, estimation of the size of the landslide, the number of objects who are threatened by the slide etc. Also, these landslides are not defined in the space and presented on the maps, so it is not possible to see the exact area of terrain vulnerability to landslides, from these records. More reliable data on the degree of vulnerability of terrain to landslides can be found in "Study: Natural Conditions and Resources", which was prepared for the needs of the Spatial Plan of the Tuzla Canton, in which an engineering-geological map and stability map (R 1: 25.000) was presented, where landslides for all municipalities of Tuzla Canton were shown. On this basis it was possible to define the structure of the terrain of the City of Tuzla (Table 1.).
Stable area (ha)
City of 29685,75 6899,76 Tuzla
Structure (%)
Conditionally stable areas (ha)
Area of the municipality / city (ha)
Municipality / City
Table 1. Structure of Tuzla area in regarde stability
Structure (%)
23,24
10564,01
35,59
Unstable Area Structure Structure areas landslides (%) (%) (ha) (ha)
8164,49
27,50
4057,48
13,67
Based on the data presented, it is visible that the surface of 27.5% of the unstable category and 35.59% of the conditionally stable terrain category should be taken, with a certain minor correction, as a geo-hazardous potential for the formation of new landslides, which is a very worrying fact. According to the detailed mapping of the terrain (R 1: 5000), which included only the urban part of the city of Tuzla (the central part of the municipality), with 18 local communities, on an area of 46.66 km2, the vulnerability of terrain to landslides is even greater (Table 2). It can be noted that landslides for the City of Tuzla are a problem of the first order in terms of the environmental threat by geohazards. According to world standards, when in some city 10 to 15% of the terrain surface is under landslides, then that town is very endangered in natural and environmental sense, and when over 15% of the terrain is covered with landslides, then this represents an extremely alarming situation for a city. Then, urgent
338
measures in systematic landslide research and preventive protection of people and material goods, must be undertaken. Table 2. Rewiev of slide phenomenon in some Local Community
No.
1. 2. 3. 4. 5. 6. 7. 8. 9. 10. 11. 12. 13. 14. 15. 16. 17. 18.
The degree of landslide presence (Urban part of the city of Tuzla) Local community Area of the Area under Percentage of local landslides territory affected community [km2] by landslides 2 [km ] [%] Brčanska Malta 0,99 0,26 26,26 Batva 1,26 0,22 17,46 Centar 2,17 0,53 24,42 Jala 0,39 0,08 20,51 Kreka 4,60 0,35 7,61 Kula 3,19 0,86 26,96 Mejdan 0,71 0,02 2,82 Mosnik 1,88 0,13 6,91 Novi Grad I 0,24 0,002 0,83 Novi Grad II 0,18 0,00 0,00 Sjenjak 0,66 0,13 19,70 Slatina 0,30 0,05 16,67 Slavinovići 8,24 2,76 33,50 Solana 6,18 0,94 15,24 Solina 7,32 1,48 20,22 Stari Grad 0,66 0,02 3,03 Ši Selo 3,17 1,09 34,38 Tušanj 4,48 1,36 30,36 Total 46,62 10,29 22,07
When talking about the types of landslides in the city, then their diversity is evident. This diversity is also noticeable by the mechanism of loss of soil mass as well as by the stage of landslide activity. In general, four types of landslides can be distinguished: • Landslides with poorly-glazed rock as substrate (stabile part of the terrain), with sliding planes on contact of substrate and geological cover, and can be characterized as multiphase slides during the inactive phase and frequent periodic movements of smaller parts of the landslide, • Landslide with semi-cohesive material as substrate (stabile part of the terrain), with hardly determinable sliding plane, usually deep or very deep situated, which makes rehabilitation especially technically complex and financially costly, • Landslides with unbound materials as substrate (stabile part of the terrain), which are characterized by instant and sudden activation of sliding, which poses a special
339
•
danger to the inhabitants, but the mitigating circumstance is that driven masses are of small volume, Landslides in the rock decomposition zone, with sliding planes circular cylindrical shape, small surface usually occur as parts of large and deep landslides (by the shape, breaks of embankments or cuttings of roads, can be included in this category).
The cause of the occurrence of a large number of landslides in the Tuzla city area is primarily the geological structure of the terrain. The geological structure of the terrain makes young (Neogen) creations, mainly of sedimentary origin, which are generally characterized by a small degree of diagenesis. They are under the long-lasting effects of exogenous forces exposed to the process of decomposition, when the zone of decomposition is relatively quickly formed. The zone of decomposition, depending on the intensity of exogenous forces, type of geological substrate, morphological conditions, etc., becomes larger, and form unstable zones which are potential environment for the formation of landslides. Based on the established situation in the field and analysis of the current method of record keeping, it can be concluded that landslides in the Tuzla City area are not under the control of a people. Their occurrence has an elemental character, because we do not know in advance where the landslide can appear, as well as its type and movement mechanism. Due to the lack of knowledge about the current activity level of existing landslides and the location of new landslides, adequate preventive measures cannot be implemented in order to prevent the emergence of new landslides, as well as establishing a priority list for the rehabilitation of existing landslides. Unfortunately, one only reacts when landslide occurs. However, that is rather late, because socio-economic aspects of the problem are then encountered. In the slopes of the city, the construction of buildings is very intensive, which further complicates the situation on the terrain, because the buildings are built on unstable slopes, inactive and even active landslides. The problem of the soil sliding in the Tuzla City region cannot be completely eliminated, but this geo-hazardous phenomenon can be kept under certain control that is, it can affect to the significant reduction in the degree of environmental damage by landslide and the damage caused by slipping processes on the slopes. The required protection of the natural, living and construction environment from the impact of the landslide in any area, as well as in the territory of the City of Tuzla implies the development of a landslide cadastre. Since 2007, activities on the establishment of the landslide cadastre of the City of Tuzla have been initiated, according to the adopted Program and Activity Plan. This program foreseen that the cadastral cadastre is implemented in two phases: the establishment of the landslide cadastre (I phase) and the management of the landslide cadastre (Phase II). The Phase I foreseen: defining the methodology of management the landslide cadastre, forming a cadastral sheet, instructions for filling in the sheet, forming an initial database and creating a prospect map of the represented landslides, etc. After the establishment of a
340
landslide cadastre, the realization of Phase II is possible, the management of the landslide cadastre, where according to the adopted methodology, the data from the terrain will be entered and the daily updating will be maintained. The landslide cadastre database must be linked to the new Spatial Plan database, so that only after the establishment of this landslide cadastre the concept of spatial and urban planning will be adapted to the actual level of landslide presence on the territory of the city of Tuzla. All cadastral processed landslides in the new Spatial Plan will not be excluded automatically from the construction land, as it has been treated so far, but on the basis of the precisely determined properties of each individual landslide, the conditions for gradual and planned translation of the terrain of a certain location from the category of unstable terrain into the category stable terrain, or in a suitable terrain for the construction of buildings will be defined. Civil protection of the city of Tuzla has, in the meantime, formed a landslide cadastre in which data on new landslides are still entered, in order to minimize the risk of the landslide in this city in the best possible way. Data collected in the landslide cadastre are used for eventual changes in the spatial plan of the city of Tuzla. The rehabilitation of larger landslides and labile slopes will be carried out through the socalled "Planned urbanization of the landslide", where future objects will influence the stabilization of the terrain with their position on the slope and depth of the foundation. Thus, the cost of building facilities and the sale of apartments will also finance landslide rehabilitation. Example of such an approach is the village of Gojtinovac. ASSESSMENT STATE AND VULNERABILITY OF SETTLEMENT IN CASES OF LANSLIDES WITH GREAT MAGNITUDE OCCURRENSE The consequences of landslides with great magnitude occurrense, in Tuzla Canton, in the period of May and August 2014, were related to damage to individual housing, economic, social, infrastructural facilities and farms (agricultural property). The characteristic of this phenomenon is that the vulnerability does not apply to isolated cases, but that it is designed for entire settlements or main infrastructure networks. This requires quick but comprehensive analysis of the state of the settlement affected by this phenomenon, as well as the vulnerability of the settlement, the eventual appearance and the development of the phenomenon, for the purpose of preventive action, which would eliminate or mitigate any damage or loss.
341
Figure 1. Damage to road structures and agricultural property
Figure 2. Settlement with demaged/destroyed communal infrastructure and residential buildings
The methodological bases for analyzing and assessing the state and vulnerability of the settlement by the appearance of such landslides are made of three basic phases or algorithmic steps: The first phase, the preliminary prospecting (reconnaissance) of terrain and landslides in the area of the local community with the determination of remediation priorities, The second phase, detailed engineering prospecting of the established remediation priorities, The third phase, the development of influential parameters studies on the occurrence of slope instability in the area of the local community.
342
The first and second algorithmic steps, phases, represent algorithmic unity, which are undertaken immediately after the occurrence of the landslide, while the third algorithmic step represents a unity in this algorithm that comes later and enables the analysis and assessment of the vulnerability of the settlement in terms of preventive action from future possible accidental landslide events. The first phase of the first algorithmic step, a very sensitive algorithmic unity because it includes analysis and activities that must be carried out quickly and require the making of important decisions. The second phase is carried out immediately after the completion of the first phase, immediately after the movement of the landslide has stopped. A specific algorithmic process, within this methodological step, represents the categorization of priorities, as the final qualitative assessment of the vulnerability of the settlement to the landslide. Categorization is based on the degree of exploitation security and functionality of facilities and infrastructure systems (network). Categorization is performed or its criteria are determined in cooperation with representatives of the local community, so in addition to the technical impact, the financial impact (financial power of the local community) plays a significant role in defining these criteria. Three categories are recommended.
Figure 7. Example expatriate facility first category, which is located on the body of landslide
The last phase, the last algorithmic step, of this methodology represents a time delayed activity compared to the previous two. It also represents the longest phase in terms of its execution (deadline). At this stage, the analysis of all relevant data from the previous two phases is performed, their processing and the formation of a complete database of available data, along with a new field visit with the widest possible coverage of the territory of the local community. Then, the formation of a relevant database (with the help of information technology) that will enable quick insight into the situation on the field, estimation of the
343
behavior in emergency, accidental circumstances and the decision making regarding preventive measures for accidents or mitigation of their consequences. All data obtained at this stage in the upcoming period is renewed through the timely input of changes that occurred on the terrain. CONCLUSION Spatial planning and urbanization, in the geomorphological conditions of Bosnia and Herzegovina, is significantly limited by the phenomenon of landslides, which is one of the most significant natural factors affecting these planning. The occurrence of this natural phenomenon may affect significant areas of the territories of local communities. Even to the extent that they are problems of the first category. Particular weight and significant impact on it have landslides with greath magnitude of occurrence. The consequence of these landslides is the great material and financial damage that has arisen in a very short time, almost instantaneously, but they are especially distinguished by significant sociological problems, in all their aspects (especially collective psychological feeling of fear for life, unprotectedness, inability to do anything). The optimality of spatial planning and urbanization can be achieved by the establishment of a landslide cadastre and its adequate guidance. This implies the development of a methodology that will enable the state assessment and vulnerability of the settlement to the landslides. This also applies to future settlements, but certainly also to the existing settlements, which were created before the establishment of a landslide cadastre. Therefore, defining this methodology is one of the following research tasks. This approach enables the application of urban-technical solutions that will significantly reduce the risks of landslides, i.e. the complete elimination of their occurrence. In other words, taking into account the fact of the possibility of landslides formation there must be a consensus between human needs and natural conditions.
REFERENCES: Bell, H.D.,: Landslides the Terrain, A.A. Balkema, Rotterdam, 1995. Cooke, R.V., Doornkamp, J.C.,: Geomorphology in Enviromental Management, Oxford, 1990. Elaborat o inženjerskoj prospekciji klizišta na općini Srebrenik, Rudarsko-geološko-građevinski fakultet Tuzla – Općina Srebrenik, Tuzla – Srebrenik, 2014. Ibrahimović, A., Mandžić, K.,: Sanacija klizišta, Mikroštampa d.o.o. Tuzla, Tuzla, 2013. Ibrahimović, A., Mandžić, K., Ferhatbegović, Z.,: Procjna stanja i ugroženosti naselja u slučajevima nastanka klizišta velike pojavne magnitude, Deveto međunarodno naučno-stručno savjetovanje Ocena stanja, održavanje i sanacija građevinskih objekata i naselja, Savez građevinskih inženjera Srbije, Zlatibor, 25. – 29. maj 2015., str. 523 – 532. Institut za hidrotehniku Sarajevo: Studija: Prirodni uslovi i resursi (Prostorni plan Tuzlanskog kantona), 2004.
344
Mandžić, E.,: Hazard i rizik, Autorizovana predavanja, Postdiplomski studij geologije, Rudarskogeološko-građevinski fakultet Tuzla, Tuzla, 1997. Mandžić, E.,: Inženjersko geološki procesi, Autorizovana predavanja, Postdiplomski studij geologije, Rudarsko-geološko-građevinski fakultet Tuzla, Tuzla, 2000. Memarian, H.,: Engeneering Geology and Geotechnics, Teheran University Press, Teheran, 1992. Mulać, M., Ibrahimović, A.,: Učestalost pojave klizišta na području Općine Tuzla i njihov uticaj na prostorno planiranje, Zbornik radova sa Drugog naučno – stručnog savjetovanja: Geotehnički aspekti građevinarstva, Soko Banja, 30. oktobar – 2. novembar 2007, str. 31 – 38. Nonveiller, E.,: Kliženje i stabilizacija kosina, Školska knjiga, Zagreb, 1987. Rokić, Lj., Vujanić, V.,: Padine – Proučavanje padinskih procesa za planiranje, projektovanja i izgradnje građevinskih objekat, Institut za puteve, a.d., Beograd, 2000. Vasić, M.V.,: Inženjerska geologija, Fakultet tehničkih nauka Novi Sad, Novi Sad, 2003. Voight, B.,: Rock Slides and Avalanches, Volume I, Elsevier Scientific Publication Company, 1978. Walker, B., Fell, R.,: Slope Instability and Stabilisation, A.A. Balkema, Rotterdam, 1987. Zavod za urbanizam:Smjernice za izradunovog Prostorni plan Općine Tuzla, Tuzla, 2007. Zavod za urbanizam Tuzla: Prostorni plan Općine Tuzla (period 1980-2005): Inženjersko geološka dokumentacija Općine Tuzla, Knjiga 1, 2, 2a, 3, 3a, 1979. Zbornik radova Trećeg simpozijuma Istraživanje i sanacija klizišta, Institut za puteve a.d. Beograd, Rudarsko – geološki fakultet Univerziteta u Beogradu, Donji Milanovac, 2001.
345 UDC: 624.131.54:624.138 625.76(497.11) ”2016” Izvorni naučni članak
KARAKTERISTIČNI TIPOVI SANACIJA KLIZIŠTA NA PUTEVIMA U SRBIJI IZVEDENIH TOKOM 2016. Zoran Radić*, Zorana Radić** * Građevinski fakultet Univerziteta u Beogradu, Bulevar Kralja Aleksandra 73/I, e-mail:
[email protected] ** Kancelarija za upravljanje javnim ulaganjima, Beograd, Nemanjina 11, e-mail:
[email protected] REZIME Kao rezultat obilnih i dugotrajnih padavina maja 2014.g., koje su se ponovile u manjem obimu marta 2016. i maja 2017.g., došlo je do pojava novih nestabilnosti na brojnim padinama u Srbiji. Naročito su bile negativne posledice pojava klizišta na padinskim trasama saobraćajnica u Srbiji. Tokom prethodne dve godine rađena su geotehnička istraživanja terena za potrebe izrade projekata sanacije jednog određenog broja klizišta. Za te, kao i za izvođenje sanacionih radova u 2016.g., finansijska sredstva su obezbeđena iz Fonda solidarnosti EU u iznosu od blizu 4 milona Eura. U radu su prikazane karakteristične metode primenjivane u sanaciji oko 30 klizišta, čija realizacija je sprovedena preko vladine Kancelarije za upravljanje javnim ulaganjima Republike Srbije. KLUČNE REČI: klizišta, putevi u Srbiji, metode sanacija
CHARACTERISTIC TYPES OF THE LANDSLIDES REPAIRS ON THE ROADS IN SERBIA PERFORMED IN 2016 ABSTRACT As a result of the abundant and long-lasting precipitation in May 2014, which were repeated on a smaller scale in March 2016 and May 2017, there emerged new instability on numerous slopes in Serbia. The negative effects of the landslide on the slopes were particularly negative on the roads in Serbia. Geotechnical exploration of the terrain was carried out over the past two years, for the needs of projects for remediation of a certain number of landslides. For the implementation of rehabilitation works in 2016, financial resources are provided from the EU Solidarity Fund in the amount of close to 4 million Euros. The paper presents the characteristic methods applied in the rehabilitation of about 30 landslides whose implementation was carried out through the Government Public Investment Management Office. KEY WORDS: landslides, roads in Serbia, rehabilitation methods
346
UVOD Postoje osnovni preduslovi, kao što je geološka građa većeg dela Srbije (neogeni sedimenti, raspadine flišnih sedimenata, tektonski ispucali paleozojski škriljci nižeg kristaliniteta, padine dijabaz-rožne formacije, degradirani serpentiniti itd.), srednji nagibi terena (pretežno brežuljkasto brdovit tip reljefa) i u poslednje vreme usled promene klime na celom kontinentu, pa i u našoj zemlji, da se svi tereni sa ovakvim karakteristikama, uz pretežno neuređena rečna korita, svrstaju u terene uslovno povoljne, a često u terene nepovoljne po pitanju stabilnosti. Uz na hiljade poznatih klizišta u celoj Srbiji, posle majskih poplava 2014.g. i aktiviranja većeg broja novih klizišta, bilo je potrebno da se, uz obezbeđena novčana sredstva, pristupi adekvatnim merama sanacije klizišta prvenstveno na onim područjima koja su urbanizovana i u kojim ja najugroženija saobraćajna infrastruktura. IZRADA PROJEKTNE DOKUMENTACIJE Kako bi se došlo do najboljih rešenja sanacije nestabilnih padina, bilo je prvo neophodno izvesti odgovarajuća geotehnička istraživanja na terenu i na uzorcima u laboratoriji, odnosno utvrditi morfološke, inženjersko-geološke, geotehničke, hidrogeološke i negde seizmičke karakteristike terena. Naručioci projektne dokumentacije su bile jedinice lokalne samouprave (za 22 klizišta u 2016. i 5 klizišta u 2017.) i JP "Putevi Srbije" (za 11 klizišta).
Slika 1. Dispozicija saniranih klizišta u Srbiji tokom 2016 i početkom 2017.g Figure 1. Layout of repaired landslides in Serbia during 2016 and early 2017
347
Projektna dokumentacija sanacije ukupno 38 klizišta u zapadnim i centralnim delovima Srbije, Slika 1. stizala je u Kancelariju za upravljanje javnim ulaganjima u periodu novembar 2015. - juli 2016.g. i od novembra 2016. do marta 2017. Rađena je u geološko-geotehničkim i građevinskim firmama širom Srbije: najviše u Beogradu (Institut za puteve, Saobraćajni institut CIP, Institut IMS, Institut "Jaroslav Černi", "BHL projekt") ali i u Nišu, Valjevu, Kruševcu, Ljuboviji. Opšta ocena o obimu i vrstama izvedenih terenskih istraživanja i laboratorijskih ispitivanja za potrebe izrade projektne dokumentacije je vrlo različita. Od geotehničkih podloga koje su urađene na osnovu dovoljnog obima istražnih radova i u svemu po propisima, do približno četvrtine projekata nepotpunih ili sa vrlo lošom interpretacijom izvedenih istraživanja. Pošto su dva građevinska projekta sanacije bila urađena bez ikakvih geotehničkih podloga, vraćena su i korigovana nakon izvođenja minimalnog obima geoloških istraživanja. Postupke javnih nabavki za izbor najpovoljnijeg izvođača radova sprovodile su opštine – jedinice lokalne samouprave, uz neposrednu saradnju sa Kancelarijom za upravljanje javnim ulaganjima. Nastojalo se da se na svaki konkurs javi što veći broj potencijalnih izvođača, što je uglavnom uspevalo, pogotovo kada su JLS javno pozivale građevinske firme da dostave svoje ponude. Na taj način su ugovorene cene sa građevinskim firmama bile generalno niže za oko 5% do 40% od projektantskih, prosečno za oko 12.7% (Radić i sar.2017). VRSTE I OBIM SANACIONIH MERA Veličine i dimenzije saniranih klizišta su veoma različita, ali se uglavnom radi o površinama kliznog tela između 0.2 ha i 1.5 ha (prosečno oko 0.5-0.6 ha) izuzev klizišta u Ribarima kod Kruševca, u Krupnju (zaseok Troska, Slika 2.) i na putu Kraljevo - Raška u mestu Pivnice, koja su površina preko 3 ha. Projektantska cena sanacionih radova, Tabela 1., je zavisila najviše od veličine klizišta, od dubine klizne ravni, geološke građe terena, njegovih hidrogeoloških karakteristika, kao i od vrste predloženih projektnih mera i obima građevinskih radova. U prethodnom radu (Radić i sar.2016.) prikazani su, za jedan broj klizišta sledeći pokazatelji - dimenzija klizišta: dužina, širina, površina i zapremina pokrenutih masa i stanje voda u terenu - površinskih i podzemnih; podaci koji su izdvojeni kao merodavni pri proceni uzroka aktiviranja klizišta: geološka građa, stepen raspadanja stenskih masa, morfologija i nagib terena, antropogeni uticaji; podaci o obimu i vrsti izvedenih istražnih radova - terenskih i laboratorijskih.
R. br.
Klizište / Opština / put
Gvozdac 1 1 (Bajina Bašta)
Tabela 1. Projektovane i izvedene sanacione mere Table 2. Designed remedial measures Sanacione mere - osnovni podaci Izgradnja obaloutvrde dužine 75 m od kamena u betonu; zaštita kosine od bujičnog dejstva potoka. Zamena pokrenutog materijala lomljenim kamenom. U zaseku u dužini od 31 m izrada gabiona.
Rekonstrukcija saobraćajnice Rekonstruiše se 50 m kolovozne konstrukcije
Cena (mil. RSD) 18.17 (klizište i put)
348
R. br.
Klizište / Opština / put
Sanacione mere - osnovni podaci
Armirano-betonski potporni zid dužine 30 m, širine Koceljeva – temelјa 2.5 m, širina zida u vrhu 0.30 m, visina zida 2 Podgorska sa temelјom 4.7 m, drenaža sa polu-perforiranom ulica cevi Ø110 dužine 34 m Planiranje zemljišta i preraspodela masa. Odvođenje Naselje površinske vode. Izgradnja potpore - bedema od 3 Vinjište kamena, u kampadama dužine 5 - 10 m. Dubina Kragujevac kamenog nabačaja u 7 drenažnih rebara je od 6-8 m. Izrada visoke gabionske konstrukcije i formiranje Kržava, zaplatoa, Regulacija r.Kržave i Gavrinovačkog potoka, 4 seok Troska Izgradnja nove deonice puta, izrada AB propusta na (Krupanj) ukrštanju seoskog puta i regulacije r.Kržave Hidrotehničke mere – drenažna rebra dubine do 5.5 Kruševac m sa perforiranim cevima ∅ 160 mm ukupne dužine grad – 5 292 m na dnu; drenažni sistem: sabirno-odvodni Novo kanali, zatvoreni rovovski tip u 2 podužna rova i 3 groblje poprečna sa vertikalnim šahtovima; planiranje terena Hidrotehničke mere - rešetka 70h80 cm, L=7.3 m. Loznica – Na izlivnom delu taložnika cevi Ø300 mm dužine Gučevska 6 16.8 m, sa AB propustom. Drenažni kanali. Potporna ulica, Banja konstrukc. - gabioni h=4 m uz ojačanje geomrežom. Koviljača Zaštita kosine humusom d=10 cm preko geomata. Potporna konstrukcija - gabioni h=4 m, preko Mionica – betonskog temelјa h=1 m. Nasip ojačan geo7 Manastir mrežama. 2 primarna rebra i jedno sekundarno rebro. Ribnica Širina rebara 1.5 m, h=3.5 m, sa geotekstilom, na dnu rebara drenažna cev Ø150 mm. Sanacija puta na 5 poteza: klizište 1 u dužini 128.24 Mionica – m; klizište 2 u dužini 43.11 m sa dogradnjom put Milova- gravitacionog potpornog zida L=4.70 m; klizište 3 u 8novića brdo dužini 77.97 m sa AB potpornim zidom L= 19.85 m; 12 - Kozomor, klizište 4 u dužini 61.95 m sa AB potpornim zidom u 5 klizišta dužini 42.50 m oslonjenih na 11 šipova Ø600 mm i klizište 5 u dužini 71.96m, sa AB zidom L=17.6 m. Potporni zid - gabionski koševi. Regulacija atmosf. voda površinskim kanalima. Regulacija podz. voda sa drenažnom cevi ukup. L=48 m. Odvođenje vode. Požega 13 Prijanovići Gabioni h=3m u dužini 15+8m, širine 3m, i h=2m i h=1 m. Nivelacija terena sa nagibom 27°. Kanalete dužine 52 m i kanali uz potporni zid dužine 44 m. Na dužini od 30 m, trajna potporna konstrukcija sa Požega 14 padinske strane puta kao potporni zid od gabiona na Filipovići betonskoj temelјnoj stopi, visine do 4.0 m. Trstenik – Potporna konstrukcija h= 5.4 m. Montažni potporni 15 Jasikovica / zid od prefabrikovanih elemenata. Naizmenično
Rekonstrukcija saobraćajnice Rekonstrukcija kolovoza dužine 35 m, šir. 2m, uk.70 m2 asfalt
Cena (mil. RSD) 2.32 (klizište i put)
27.02 Rekonstruiše se (klizište 80 m puta i put) Rekonstrukcija puta i regulacija Kržave - posebni projekti
51.11 (bez regulacije Kržave)
Uređenje bankina
6.53
Rekonstrukcija kolvoza ukupna 6.36 površina asfalta 2 172.73 m . Rekonstrukcija kolovoza u 8.18 dužini oko 35 m, ukupno oko 153 m2 asfalta Rekonstrukcija kol. konstrukcije u ukupnoj dužini oko 400 m.
13.13
-
11.56
-
5.96
*Izvedeni 6.82 gabioni umesto
349
R. br.
16
17
18
19
20
21
22
23
24
Klizište / Opština / put Drenovac
Sanacione mere - osnovni podaci uklapanje podužnih i poprečnih elemenata* uz ispunjavanje šlјunkom ili kamenom. Odvodnjavanje zaleđa - drenažni nasip i drenažni kanal.
Rekonstrukcija saobraćajnice
Cena (mil. RSD)
prefabrikovanih elemenata Rekonstruisan put dužine 50m Trajna potporna konstrukcija sa padinske strane puta *izvedeni - montažni potporni zid od prefabrikovanih elemegabioni umesto Trstenik – nata* na armiranoj temeljnoj stopi. Visina konstruk- prefabrikovanih Mala 9.61 cije 5.5 m; madrac od kamene sitneži; prema tlu elemenata Jasikovica postavlјen netkani geotekstil; drenažna cev. Rekonstruisan put dužine 15m Put Ib-21 Potporna konstrukcija - izgradnja novog AB Kosjerićpotpornog zida dužine 27.6 m, visine 5.5 m i Rekonstruisan Požega, izgradnja gabionske konstrukcije sa leve strane puta put na dužini 21.46 Kalenić Zl. dužine 41.5 m, visine 5 m. Ispod gabiona radi se 45 m. Dolina, km: betonski rigol. Zaštita kosine nasipa humusom. 186+725 U I fazi delimična sanacija: obaloutvrda - gabionska Odvodnjavanje 69.85 IIa 216 konstrukcija dužine 188 m u koritu Ribarske reke, Kaoneputa i rekonsanacija izrada dela potpornog zida (dužina 58 m, ukupno 29 strukcija puta Ribareklizišta Vukanja šipova ∅ 1.2 m), gabionska konstukcija L=46 m na dužine 250 m, 10.69 (Kruševac) delu klizišta Ribare 1, drenaža na padini iznad puta. klizište 1 i 2 put Iverak Drenažni trapezasti rovovi, upravno na osu puta. 14.17 Rekonstrukcija Karaula Ukupno 11 paralelnih rovova, na razmaku od 8 m, sanacija puta u dužini km: 3+480 različite dubine (od 2.09 do 4.11 m, prosečno oko 3 14.14 od 85 m (Valjevo) m). Planiranje zemljišta i preraspodela masa. put Put Ib-21 Rušenje i uklanjanje deformisanih kampada starog Rekonstrukcija Valjevopotpornog zida i izrada novog AB potpornog zida na puta u dužini 5.73 Kosjerić desnoj ivici puta, dužine 32 m; Drenažna ispuna od od 32 m 153+412 lomlјenog kamena na zadnjoj konzoli Put Ib-21 Kompletna zamena trupa puta sa kamenim Zamena Valjevomaterijalom, uz ojačanje tla geomrežama, odvajanje kolovozne 2.54 Kosjerić geotekstilom i mehaničko zbijanje; Otvaranje konstrukcije u 154+168 barbakana u delu postojećeg zida od kamena. dužini od 30 m Izrada AB potpornog zida dužine 33.5 m, ukupne Put Ib-21 Na dužini 35 m visiine sa temeljom 3.1 do 3.35 m. Drenažna ispuna Valjevo zamena iza zida. Poprečni drenažni rovovi, ukupno 3, dužina 7.20 Kosjerić habajućeg sloja rovova po 15 m. Regulacija atmosferskih voda: 159+734 asfalta rigole, AB kanal i šaht. IIa 181 Izrada AB potpornog zida PZ, izrada drenažne Na dužini 60 m 12.20 Kraljevo, ispune iza zida, izrada poprečnih drenažnih rovova, zamena sanacija Drakčići - regulacija atmosferskih voda, regulacija podzemnih habajućeg sloja i put Pekčanica voda asfalta Ib 22, Snižavanje nivoa podzemne vode kao i njeno Kraljevo - odvođenje. Projektovan sistem od osam horizonUšće, Piv- talnih drenažnih rebara dubina do 5m, a duž drenova 29.69 nica km: II i III i vertikalni šlјunčani drenovi dubine 10 m 390+050
350
Klizište / Opština / put IIb 355, Čačak 25 Šiljkovica, Caganja 13+200 IIa 162 Petrovac 26 Svilajnac, Dubnica Bobovo
R. br.
Sanacione mere - osnovni podaci Podnožni armiranobetonski potporni zid sa prednjim i zadnjim prepustom temelјne ploče. Dužine 46,5m. visine 5,20m. Širina temelјa 4,22 m, a deblјina 0,80m. Po kruni zida nasip u nagibu 1:1,5 i kolovozna konstrukcija Snižavanje nivoa podzemne vode i njeno odvođenje. Planiranje terena i skidanje materijala u nagibu od 4% od ivice budućeg nasipa. Drenažni nasip dužine 140 m, visine do 2.5m sa nagibom kosine 1:2.
Rekonstrukcija saobraćajnice
Cena (mil. RSD)
Na dužini 55 m izrada nove 12.30 kolovozna konstrukcije Na dužini 120 m nova kolovozna konstrukcija
12.00
U Tabeli 1. nalaze se opšti podaci o primenjenim sanacionim merama (vrsta potporne konstrukcije, tip hidrotehničke konstrukcije, nivelacija terena, preraspodela zemljanih masa, biotehničke mere) i da li je pored sanacije trupa nasipa ili padine iznad puta, izvršena i rekonstrukcija dela saobraćajnice ili samo zamena habajućeg sloja. Generalno su primenjivane kombinacije više sanacionih mera koje pripadaju grupi metoda čijom primenom se poboljšavaju geotehnička svojstva slojeva u telu i podlozi klizišta i njegovom zaleđu i grupi metoda kojima se sili kliženja suprotstavljaju kontra sila u obliku različitih tipova potpornih konstrukcija. Najviše su primenjivane hidrotehničke mere, različiti sistemi podzemne i površinske drenaže: drenažni rovovi, drenažna rebra, drenažni kanali, rešetke i šahtovi, sa ispunom od lomljenog kamenog materijala ili šljunka i sa skoro obaveznom upotrebom geotekstila, propusti kao i različiti oblici površinskih drenaža: kanalete, sabirno-odvodni kanali, rigole, drenažni nasipi. Kao potporne konstrukcije najčešće su primenjivane gabionske konstrukcije ispunjene lomljenim kamenom. Koševi gabiona su bili različitih kubatura, pretežno od 1, 2 ili 3 m3. Kod nekih rešenja sa gabionima su izvedeni temelji od betona, a kod nekih je samo zamenjeno podtlo uz zbijanje i eventualno formiranje manjeg poprečnog nagiba u terenu. Visine gabionskih konstrukcija u zavisnosti od zapremne i dubine klizišta su bile neujednačene, od 1 m do 8 m - klizište pored reke Kržave, u zaseoku Troska, opština Krupanj. Na tom klizištu (Slika 2., levi foto) je urađen i najduži niz gabiona od 214 m, visine 4-8 m, sa podužnim nagibom 3.7% i poprečnim nagibom ka padini od 5%.
Slika 2. Sanacija klizišta gabionima u zaseoku Troska (Krupanj) i naselju Prijanovići kod Požege Figure 2. Rehabilitation with gabions in Troska, near Krupanj, and in Prijanovići near Požega
351
U ostalim slučajevima su izvedeni armirano-betonski potporni zidovi najčešće visina 3-6 m, sa drenažom u zaleđu i barbakanama na propisnoj visini od tla. Potporni zidovi su uglavnom temeljeni plitko – na temeljnim pločama (Slika 4., klizište iznad i ispod puta Požega – Kosjerić). Bilo je i klizišta gde su projektovani šipovi kao temelji, ali je umesto njih izvedena gabionska potporna konstrukcija (primer 4-og klizišta u zoni Milovanovića brda kod Mionice, Slika 3.) ili AB šipovi kao deo potporne konstrukcije - ukupno 29 šipova ∅ 1200 mm u zoni klizišta na državnom putu Kaone-Ribare-Vukanja, opština Kruševac. Ukoliko sanacione mere faze 1 na ovom velikom i dubokom klizištu (klizna ravan između 6 i 11 m) budu nedovolјne za sigurnost trupa puta, neophodno je izvesti i fazu 2 sanacije (dovršiti potpornu zavesu od AB šipova duž cele saobraćajnice), koja bi iziskivala sličnu količinu novčanih sredstava uloženih u radove u 2016.godini.
Slika 3. Sanacija klizišta po fazama na putu Milovanovića brdo - Kozomor (Mionica) Figure 3. Rehabilitation of the landslide by the phases on the road Milovanović hill - Kozomor
Za neke projektovane sanacione mere (primer rešenja sa montažnim potpornim zidom od prefabrikovanih elemenata) nisu se javljali izvođači sa obrazloženjem da nisu u mogućnosti da proizvedu dovoljnu količinu betonskih elemenata u zadatom roku. Zbog toga su za 2 klizišta u opštini Trstenik, Tabela 1, izvršena preprojektovanja: potporna konstrukcija, umesto prefabrikovanih elemenata, urađena je od gabiona.
Slika 4. Izrada AB potpornog zida visine 5.5 m na klizištu na putu Požega - Kosjerić Figure 4. Construction of retaining wall 5.5 m high on the landslide on the road Požega - Kosjerić
352
ZAKLJUČAK Od kraja maja do početka oktobra meseca 2016 godine, izvedeni su značajni radovi na sanaciji nabrojanih klizišta (Tabela 1.) na području 18 opština u zapadnoj i centralnoj Srbiji. Sve nestabilnosti su vezane za puteve višeg ili nižeg reda. Broj saniranih klizišta (zajedno sa onima koja su stabilizovana preko projekta UNOPS-ROADS) je veoma značajan i pozitivan za naše prilike, jer su za nešto više od 4 meseca izvedeni građevinski radovi na trajnoj stabilizaciji terena na većem broju klizišta na putevima Srbije u relativno kratkom vremenskom intervalu. Projektantska cena izvođenja radova na sanacijama 32 klizišta u 2016.g. iznosila je ukupno oko 3.39 miliona Evra (bez PDV-a), dok su ugovarane cene sa izvođačima radova bile u proseku manje za oko 12.7%. Bilo bi neophodno i svakako korisno da se izvedene sanacije klizišta na svim putevima, ali i drugim objektima, prate u narednom vremenskom periodu od bar nekoliko godina, kako bi se videli dugoročni efekti preduzetih zahvata i izvukli zaključci o stepenu uspešnosti svih primenjenih metoda sanacije. Zahvalnost Zahvaljujemo se na pomoći inženjera i uprave Kancelarije za upravljanje javnim ulaganjima Republike Srbije kao i na razumevanju i saradnji sa projektantima sanacionih mera bez kojih ne bi bilo moguće kompletirati ovaj rad. LITERATURA 1. Radić, Z. Radić, Z-a., (2016). Realizacija projekata sanacije klizišta u Srbiji u 2016.g., Zbornik
radova XV simpozijuma iz Inženjerske geologije i geotehnike, Beograd, 22.-23.sept.2016., str 8596., ISBN 978-86-89337-02-0 2. Radić, Z. Radić, Z-a. Đurić U., (2017). Sanacija klizišta na putevima Srbije sredstvima iz Fonda solidarnosti EU i budžeta Republike Srbije., Zbornik radova V naučno-stručnog skupa "Put i životna sredina", Vršac, 28.-29.sept.2017., str 483-490 (u elektronskom izdanju) ISBN 978-8688541-08-4 3. Tehnička dokumentacija - različite projektantske kuće i autori (2008-2016.), Projekti sanacije sa geotehničkim elaboratima za 38 klizišta u Srbiji - u arhivi Kancelarije za upravljanje javnim ulaganjima, Beograd
353 UDC: 624.131.537 Stručni članak
VEROVATNOĆA LOMA I ANALIZA RIZIKA U OCENI STABILNOSTI PADINA I KOSINA Gordana Hadži-Niković Rudarsko-geološki fakultet Univerziteta u Beogradu, Đušina 7,
[email protected] REZIME Određivanje verovatnoće loma kod kosina predstavlja alternativnu ocenu stabilnosti kosina koja uzima u obzir različite nepouzdanosti koje se često podrazumevaju u analizama stabilnosti. Pouzdanost kosine predstavlja verovatnoću da neće doći do klizanja kosine. Za proračune pouzdanosti dovoljno je odrediti očekivani faktor sigurnosti kosine i koeficijent varijacije faktora sigurnosti. Najveća prednost ocene verovatnoće loma, u odnosu na determinističkim metodama određen faktor sigurnosti, je u oceni rizika tj. proceni mogućih posledica. U radu je prikazan postupak određivanja verovatnoće loma i izračunavanje rizika, u konkretnom slučaju analize stabilnosti kosine izgrađene od glinovitog tla. Takođe, razmatrane su zavisnosti između faktora sigurnosti i verovatnoće loma, kao i uticaj promene koeficijenta varijacije na verovatnoću loma. KLJUČNE REČI: verovatnoća loma, pouzdanost, rizik, stabilnost kosina, čvrstoća smicanja
PROBABILITY OF FAILURE AND RISK IN STABILITY SLOPE ANALYSES ABSTRACT Estimating the probability of slope failure represents an alternative stability slope analyses which takes into account the variuos uncertainties that are often implied in stability analyses. The reliability of a slope is the probability that failure will not occur. It is sufficiant for performing reliability analyses to simply determine mean factor of safety and its coefficient of variation. The greatest advantage of reliability analyses relative to factor of safety, estimated using deterministic method, is the risk assesment, i.e. assessment of possible consequences. The paper presents the procedure for estimating probability of failure and risk assessment for slope made of clay. Also, the relationship between factor of safety and probability of failure, as well as the effect of the change in the coefficient of variation on probability of failure, were considered. KEY WORDS: probability of failure, reliability, risk, slope stability, shear strength.
354
UVOD Determinističkim metodama se, u analizama stabilnosti padina i kosina kao, konačni rezultat istraživanja i proračuna, dobija određeni faktori sigurnosti. S obzirom da svi inženjeri koji se bave problemima stabilnosti padina i kosina, dobro znaju koliko su podaci dobijeni istraživanjima praćeni različitim stepenom pouzdanosti, postavlja se pitanje pouzdanosti i konačnog rezultata. Zbog svega toga, ima smisla, opravdano je i poželjno pri geostatičkim proračunima stabilnosti padina i kosina izračunati i pouzdanost dobijenih rešenja. Takav pristup analizama stabilnosti padina i kosina dovodi do primene verovatnoće, u ovom slučaju verovatnoće da će do loma doći u nekom konkretnom slučaju. Sledeći korak, nakon određivanja verovatnoće loma - klizanja, jeste određivanje rizika od loma – klizanja. Rizik se definiše kao verovatnoća loma pomnožena sa mogućom posledicom loma. Rizik se izražava veličinom posledice, najčešće materijalnim gubicima, tj. novcem. Za jednu istu verovatnoću loma, rizik može biti različit, beznačajan ili veoma visok, u zavisnosti od toga kakve posledice mogu da nastupe u slučaju loma – klizanja. Zbog svega toga, važno je, nakon određivanja rizika, proceniti da li je on prihvatljiv ili ne. U svakom slučaju izbor prihvatljivog, tj. dopuštenog rizika nije jednostavan zbog brojnih činilaca koji utiču na odluku. U radu je prikazan postupak određivanja verovatnoće loma i izračunavanja rizika, u konkretnom slučaju analize stabilnosti kosine glinovitog tla. Takođe, razmatrane su zavisnosti između faktora sigurnosti i verovatnoće loma, kao i uticaj promene koeficijenta varajacije na verovatnoću loma. TEORIJA OCENE VEROVATNOĆE LOMA I ODREĐIVANJA RIZIKA Prilikom geotehničkih istraživanja, za neki parametar svojstva nekog litološkog člana, X, npr. nedreniranu koheziju, cu, dobijaju se različite veličine: x1, x2, x3, .... , xn. Srednja veličina µ, koja se naziva i „očekivana veličina E(X) za X“, definiše se na sledeći način: n
µ= gde je:
x1 + x2 + x3 + .... + xn = n
∑ xi
i =1
n
= E( X )
(1)
µ − srednja ili očekivana veličina parametra X x1, x2, x3... xn – različite veličine parametra X n – ukupan broj veličina parametra X
Standardna devijacija σ je mera odstupanja vrednosti datog parametra u odnosu na njegovu srednju vrednost. Što su veća odstupanja od srednje vrednosti, veća je i standardna devijacija. Ona se izračunava iz izraza:
355
n
∑ ( xi − µ )2
i =1
σ=
n −1
(2)
Količnik standardne devijacije σi i srednje vrednosti µ, naziva se koeficijent varijacije CoV: CoV =
σ µ
(3)
Koeficijent varijacije predstavlja meru rasipanja dobijenih podataka za veličinu nekog parametra. Što je pouzdanost parametra veća, manji je koeficijent varijacije. Njegova prosečna vrednost za parametre tla, prema Briaudu (2013), iznosi 0.3-0.4, dok Dankan (Duncan, 2005), navodi vrednosti za koeficijente varijacije različitih parametara tla ili rezultate terenskih ispitivanja, koji su prikazani u Tabeli 1. Tabela 1. Koeficijenti varijacije za parametre tla i rezultate terenskih ispitivanja Table 1.Coefficients of variation for some properties of soil and in situ tests results Zapreminska težina (γ) 0.03-0.07 Harr,1987; Kulhawy,1992 Potopljena zapreminska težina (γ’) 0.00-0.10 Lacsse&Nadim,1997; Duncan 2000 Efektivni ugao unutrašnjeg trenja (ϕ’) 0.02-0.13 Harr,1987; Kulhawy,1992; Duncan, 2000 Nedrenirana čvrstoća smicanja (cu) 0.13-0.40 Kulhawy,1992; Harr,1987; Lacsse&Nadim,1997 Koeficijent nedrenirane čvrstoće (cu/σv’)0.05-0.15 Lacsse&Nadim,1997; Duncan 2000 SPT – broj udaraca (N) 0.15-0.45 Harr,1987; Kulhawy,1992 Električni CPT (qc) 0.05-0.15 Kulhawy,1992 Mehanički CPT (qc) 0.15-0.37 Harr,1987; Kulhawy,1992 Dilatometar test (qDMT) 0.05-0.15 Kulhawy,1992 Nedrenirana čvrstoća krilnom sondom 0.10-0.20 Kulhawy,1992
Indeks pouzdanosti, β, pri normalnoj raspodeli, predstavlja recipročnu vrednost koeficijenta varijacije CoV:
β=
µ σ
(4)
U analizama stabilnosti padina i kosina, u kojima promenljivu predstavlja razlika između otpora R i opterećenja L, koeficijent pouzdanosti je i pokazatelj nivoa sigurnosti koji pokazuje koliko je standardna devijacija σ(R-L) srednje vrednosti µ(R-L) daleko od loma (RL=0). Mogu da se koriste normalizovane funkcije ili prirodno logaritamske funkcije za promenljive. U prvom slučaju tzv. standardna normalna promenljiva, u, izražava se kao: u=
x−µ
σ
(5)
356
Pri tome pouzdanost može da se odredi za promenljivu – u ovom slučaju faktor sigurnosti, takođe po normalnoj ili prirodno logaritamskoj funkciji. Tabela 2. Standardna kumulativna funkcija normalne raspodele Table 2. Standard cumulative normal distribution function
X
0.00
0.01
0.02
0.03
0.04
0.05
0.06
0.07
0.08
0.09
0.0 0.1 0.2 0.3 0.4
0.5000 0.5398 0.5793 0.6179 0.6554
0.5040 0.5438 0.5832 0.6255 0.6591
0.5080 0.5478 0.5871 0.6255 0.6628
0.5120 0.5517 0.5910 0.6293 0.6664
0.5159 0.5557 0.5948 0.6331 0.6700
0.5199 0.5596 0.5987 0.6406 0.6772
0.5239 0.5636 0.6026 0.6406 0.6772
0.5279 0.5675 0.6064 0.6443 0.6808
0.5319 0.5714 0.6103 0.6480 0.6844
0.5359 0.5753 0.6141 0.6517 0.6879
0.5 0.6 0.7 0.8 0.9
0.6915 0.7257 0.780 0.7881 0.8159
0.6950 0.7291 0.7611 0.7910 0.8186
0.6985 0.7324 0.7642 0.7939 0.8212
0.7019 0.7357 0.7673 0.7967 0.8238
0.7054 0.7389 0.7704 0.7995 0.8289
0.7088 0.7422 0.7734 0.8023 0.8289
0.7123 0.7454 0.7764 0.8051 0.8315
0.7157 0.7486 0.7794 0.8078 0.8340
0.7190 0.7517 0.7823 0.8106 0.8365
0.7224 0.7549 0.7854 0.8133 0.8389
1.0 1.1 1.2 1.3 1.4
0.8413 0.8643 0.8849 0.9032 0.9192
0.8438 0.8665 0.8869 0.9049 0.9207
0.8461 0.8686 0.8888 0.9066 0.9222
0.8485 0.8708 0.8907 0.9082 0.9236
0.8508 0.8729 0.8925 0.9099 0.9251
0.8531 0.8749 0.8944 0.9115 0.9265
0.8554 0.8770 0.8962 0.9131 0.9279
0.8577 0.8790 0.8980 0.9147 0.9292
0.8599 0.8804 0.8997 0.9162 0.9306
0.8621 0.8830 0.9015 0.9177 0.9316
1.5 1.6 1.7 1.8 1.9
0.9332 0.9452 0.9554 0.9641 0.9713
0.9345 0.9463 0.9564 0.9649 0.9719
0.9357 0.9474 0.9573 0.9656 0.9726
0.9370 0.9484 0.9582 0.9664 0.9732
0.9382 0.9495 0.9591 0.9671 0.9738
0.9394 0.9505 0.9599 0.9678 0.9744
0.9406 0.9515 0.9608 0.9686 0.9750
0.9418 0.9525 0.9616 0.9693 0.9756
0.9429 0.9535 0.9625 0.9699 0.9761
0.9441 0.9545 0.9633 0.9706 0.9767
2.0 2.1 2.2 2.3 2.4
0.9773 0.9821 0.9861 0.9893 0.9918
0.9778 0.9826 0.9865 0.9896 0.9920
0.9783 0.9830 0.9868 0.9898 0.9922
0.9788 0.9834 0.9871 0.9901 0.9924
0.9793 0.9838 0.9874 0.9904 0.9927
0.9798 0.9842 0.9878 0.9906 0.9929
0.9803 0.9846 0.9881 0.9909 0.9931
0.9808 0.9850 0.9884 0.9911 0.9932
0.9812 0.9854 0.9887 0.9913 0.9934
0.9817 0.9857 0.9890 0.9916 0.9936
2.5 2.6 2.7 2.8 2.9
0.9938 0.9953 0.9965 0.9974 0.9981
0.9940 0.9955 0.9966 0.9975 0.9982
0.9941 0.9956 0.9967 0.9976 0.9982
0.9943 0.9957 0.9968 0.9977 0.9983
0.9945 0.9959 0.9969 0.9977 0.9984
0.9946 0.9960 0.9970 0.9978 0.9984
0.9948 0.9961 0.9971 0.9979 0.9985
0.9949 0.9962 0.9972 0.9980 0.9985
0.9951 0.9963 0.9973 0.9980 0.9986
0.9952 0.9964 0.9974 0.9981 0.9986
x P
3.00 0.9986
3.10 0.9990
3.20 0.9993
3.30 0.9995
3.40 0.9997
3.50 0.9998
3.60 0.9998
3.70 0.9999
3.80 0.9999
3.90 1.0000
357
Ukoliko je verovatnoća P (X < x) da je promenljiva X, po normalnoj raspodeli, manja od neke odabrane vrednosti x, prvo se odrede srednja vrednost µ(X) i standardna devijacija σ(X). Zatim se odredi standardna normalizovana promenljiva, u, koja predstavlja indeks pouzdanosti β. U Tabeli 2 očita se Φ(u), što predstavlja pouzdanost, a zatim se odredi verovatnoća loma P. Veličine kumultivne funkcije Φ (u) za različite vrednosti promenljive (u) date se u Tabeli 2. Funkcija Φ(u) ima sledeća svojstva: P(U < u ) = 1 − P(U < -u ) tako da je Φ (u ) = 1 − Φ (u ) P(U < u ) = P(U > -u )
(9) (10)
Kada je poznata verovatnoća loma, tada se rizik, R određuje kao proizvod verovatnoće loma, P(Fs<1) i vrednosti posledice, C: R = P(Fs <1) ⋅ C
(11)
Kod nas, rizik klizanja kosina i posledice klizanja najčešće se izražavaju samo materijalnim, tj. finansijskim gubicima, dok se u mnogim drugim zemljama rizik klizanja i njegove posledice izražavaju i brojem stradalih. Prema literaturnim podacima, u Americi nizak i prihvatljiv, tj.mali rizik iznosi 1000 $/god, srednji rizik je 10 000 $/god, dok je visok rizik 100 000 $/god., pa je ovde usvojeno da je mali rizik do 100 000 din/god., srednji rizik do 1 000 000 din/god, a visoki rizik 10 000 000 din/god. PRIMER OCENE VEROVATNOĆE LOMA I ODREĐIVANJA RIZIKA Primena proračuna pouzdanosti omogućava ocenu kombinovanih uticaja raznih neizvesnosti pri proračunima stabilnosti. Analize pouzdanosti mogu da se primene u svakom konkretnom slučaju, veoma jednostavno, bez dodatnih istraživanja, utroška vremena i truda, nego što je potrebno i uobičajeno pri proračunima stabilnosti u inženjerskoj praksi. Jednostavnu, ali veoma korisnu ocenu pouzdanosti kosine ili verovatnoće loma, moguće je izvršiti koristeći isti obim i vrstu podataka i iste inženjerske procene, koje se koriste i u konvencionalnim analizama stabilnosti kosina. Za kosinu prikazanu na Slici 1 određena je verovatnoća loma. Kosina je izgrađena od gline čija nedrenirana kohezija ima srednju vrednost 22 kPa, a standardna devijacija nedrenirane kohezije iznosi 10 kPa. Standardna devijacija faktora sigurnosti određuje se na osnovu standardnih devijacija ulaznih parametara, matematičkim proračunom u jednostavnim slučajevima, ili numeričkim
358
simulacijama, npr. Monte-Carlo simulacijom kod kosina sa složenijom geometrijom ili heterogenom geološkom građom. Na osnovu standardne devijacije faktora sigurnosti izračuna se verovatnoća da će izračunati faktor sigurnosti biti manji od 1.
Slika 1. Primer kosine za analizu pouzdanosti Figure 1. Example of slope for reliability analyses
Deterministički određen faktor sigurnosti je: Fs =
9.86 ⋅18.06 ⋅ 22 = 1.51 862.6 ⋅ 3.0
Ako je Y = aX
tada je µY = aµ X
Prema tome, faktor sigurnosti Fs=1.51 predstavlja očekivanu, srednju vrednost faktora sigurnosti, µFs. Ako je Y = aX
tada je σ Y = aσ X
Standardna devijacija faktora sigurnosti određena je na osnovu standardne devijacije nedrenirane čvrstoće. Standardna devijacija faktora sigurnosti, σFs, je:
σ Fs =
9.86 ⋅18.06 ⋅10 = 0.688 862.6 ⋅ 3.0
Prema j-ni (5), vrednost promenljive u je: U=
1 - 51 = 0.688
−0.51 = -0.74 0.688
Pouzdanost kosine, očitana iz Tabele 2, jednaka je:
359
P( U < -0.74 ) = 1 - P( U < 0.74 ) P( U < 0.74 ) = 0.7704
Verovatnoća loma, P (Fs<1.0): P( Fs < 1 ) = 1 - 0.7704 = 0.2296
Pouzdanost kosine je 0.7704, koeficijent varijacije 0.45, a verovatnoća loma 0.2296, tj. ≈23%, što predstavlja veliku i za mnoge inženjere neprihvatljivu verovatnoću loma, iako je deterministički određen faktor sigurnosti sasvim zadovoljavajući, tj. Fs=1.51. Ako bi se, primenom istog proračuna, odredila verovatnoća loma za slučaj da je standardna devijacija nedrenirane čvrstoće dvostruko manja, tj. σcu=5 kPa, a svi ostali uslovi isti, pouzdanost kosine bi bila 0.936, koeficijent varijacije 0.22, a verovatnoća loma 0.064,tj. 6.4%. Ukoliko je procenjeno da bi, usled klizanja kosine, posledice bile značajne, npr. 10 miliona dinara, tada bi rizik iznosio 640 000 din /god za σFs=0.688 ili 2 300 000 din/god za σFs=0.344. Za određeni koeficijent varijacije može da se odredi zavisnost verovatnoće loma od faktora sigurnosti. Rezultati proračuna za kosinu prikazanu na Sl.1, sa koeficijentom varijacije 0.22, prikazani su na dijagramu na Sl. 2. Na osnovu ovog dijagrama mogu da se odrede faktori sigurnosti za prihvatljivu verovatnoću loma, tj. za prihvatljiv rizik.
Slika 2. Dijagram zavisnosti verovatnoće loma i faktora sigurnosti Figure 2. Relationship between probability of failure and factor of safety
Ako bi trebalo da se rizik smanji na 100 000 din/god, verovatnoća loma bi trebalo da bude ≈0.01, što znači da bi faktor sigurnosti kosine trebalo da bude 2.1.
360
Takođe, analiziran je i uticaj promene koeficijenta varijacije na verovatnoću loma. Na primeru je pokazano da se za isti faktor sigurnosti povećava verovatnoća loma sa povećanjem koeficijenta varijacije. Ista verovatnoća loma 0.0475 dobija se za očekivanu vrednost faktora sigurnosti 1.5 i koeficijent varijacije 0.2, kao za očekivani faktor sigurnosti 1.2 i koeficijent varijacije 0.1. Zatim, određena je verovatnoća loma za očekivanu vrednost faktora sigurnosti 1.3 i koeficijent varijacije 0.1 i ona iznosi 0.0104, tj. 1.04% što je manje nego za očekivani faktor sigurnosti 1.5 i koeficijent varijacije 0.2 (0.0475,tj. 4.75%). Tako je potvrđeno da je u nekim slučajevima manja verovatnoća loma ukoliko je koeficijent varijacije manji čak i za manji faktor sigurnosti. KOMENTAR Faktor sigurnosti daje kvantitativnu, brojem iskazanu, stabilnost kosine ili padine. Ako je faktor sigurnosti F=1.0, kosina je na granici zmeđu stabilnosti i nestabilnosti, i činioci koji kosinu čine stabilnom su u ravnoteži sa onima koji je čine nestabilnom. Ako bi se faktor sigurnosti izračunao apsolutno precizno, tada bi i veličine malo veće od 1.0, npr 1.05 bile prihvatljive. Međutim, s obzirom na činjenicu da se prilikom izračunavanja faktora sigurnosti koriste parametri koji su neizvesne pouzdanosti, ni faktor sigurnosti nikada ne može da bude potpuno precizno određen. Da bi bili dovoljno sigurni, potrebno je da faktor sigurnosti bude veći. Ali, postavlja se pitanje – koliko veći od 1.0 treba da bude. To zavisi od iskustva, nepouzdanosti prilikom određivanja brojnih činilaca od kojih zavisi faktor sigurnosti i mogućih posledica u slučaju klizanja kosine. Određivanje pouzdanosti kosina predstavlja alternativnu ocenu stabilnosti kosina koja uzima u obzir različite nepouzdanosti koje se često podrazumevaju u analizama stabilnosti. Pouzdanost kosine je izračunata verovatnoća da neće doći do klizanja i jednaka je 1 minus verovatnoća loma. U našoj geotehničkoj praksi se vrlo malo koriste ocene pouzdanosti i verovatnoće loma u analizama stabilnosti kosina. Jedan od razloga je i sam termin „verovatnoća loma“, koji se često, shvata kao šansa da će do loma svakako doći i deluje uznemirujuće čak i kad je vrlo malo veći od nula. No ipak, poznavanje obe veličine, i faktora sigurnosti i pouzdanosti, tj. verovatnoće loma, mnogo je bolje nego poznavanje samo jedne od njih. To istovremeno omogućava kvalitetnija, racionalnija i bezbednija rešenja pri projektovanju kosina. Rezultati dobijeni analizama pouzdanosti nisu ni više ni manje tačni od faktora sigurnosti dobijenih na osnovu istih podataka, procena i aproksimacija. Iako ni determinističke ni analize pouzdanosti nisu stoprocentno precizne, obe su značajne pri oceni stabilnosti kosine. Međutim, sagledavanje posledica klizanja omogućava drugačiji pristup analizama stabilnosti kosina. Čak i bez analize mogućih novčanih gubitaka u slučaju klizanja, verovatnoća loma pruža bolju osnovu za sagledavanje rizika klizanja nego što to pruža faktor sigurnosti. Sasvim je jasna razlika u rizicima u slučaju da su šanse za klizanje, na
361
primer 1:10 ili 1:100, dok se na osnovu faktora sigurnosti 1.3 ili 1.5 to ne može jasno uočiti. ZAKLJUČAK Primena proračuna pouzdanosti omogućava ocenu kombinovanih uticaja raznih neizvesnosti pri proračunima stabilnosti. U analizama stabilnosti najveća neizvesnost potiče od čvrstoće smicanja. Veličina faktora sigurnosti u svakom konkretnom slučaju treba da bude srazmerna neizvesnostima koje su prisutne pri njegovom izračunavanju, kao i mogućim posledicama ako dođe do klizanja. Standardna devijacija σ je mera odstupanja vrednosti datog parametra u odnosu na njegovu srednju vrednost. Što su veća odstupanja od srednje vrednosti, veća je i standardna devijacija. Koeficijent varijacije je mera pouzdanosti ulaznih podataka i parametara. Što je pouzdanost parametara veća, manji je koeficijent varijacije. Za proračune pozdanosti i verovatnoće loma dovoljno je odrediti faktor sigurnosti i njegov koeficijent varijacije. Prilikom primene ovog postupka treba imati na umu da pojam „verovatnoća loma“ ne znači nužno katastrofalno klizanje, tj. klizanje sa katastrofalnim posledicama. Sprovedene analize pokazuju da se za isti faktor sigurnosti mogu dobiti različite verovatnoće loma u zavisnosti od rasipanja vrednosti ulaznih parametara. Najveći uticaj ima čvrstoća tla. Za isti faktor sigurnosti, a različite standardne devijacije nedrenirane čvrstoće dobijaju se različite verovatnoće loma. Najveća prednost ocene verovatnoće loma je u mogućnosti ocene rizika tj. proceni mogućih posledica, ovde izraženim u materijalnim gubicima, tj.novcu. Parametarska analiza sa sigurnosti i verovatnoćom klizanja, predstavlja bolju konkretnom slučaju, nego sigurnosti.
variranjem nagiba kosine, dobijenim različitim faktorima loma, sa cenom izgradnje i materijalnim gubicima u slučaju osnovu za donošenje odluke pri izboru nagiba kosine, u kada se nagib kosine određuje samo prema veličini faktora
Zahvalnica Ovaj rad je realizovan u okviru istraživanja za projekat TR36014 koji se finansira od strane Ministarstva prosvete, nauke i tehnološkog razvoja Republike Srbije.
362
LITERATURA: Briaud J.L.: Geotechnical Engineering, Unsaturated and Saturated Soils, John Wiley & Sons Inc., Hoboken, New Jersey 2013. Chowdhury R., Flentje P., Bhattacharya G.: Geotechnics in the 21st Century, uncertainties and other challenges, with particular references to landslide hazard and risk assessment. Journal of Life Cycle Reliability and Safety Engineering, 1 (2), (2012) 27-43 Duncan M. J.: Factors of safety and reliability in Geotechnical Engineering, ASCE, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, 126 (4), 307-316, 2000. Duncan M. J., Wright S.J.: Soil Strength and Slope Stability. John Wiley & Sons Inc., Hoboken, New Jersey 2005. Duncan M. J., Sleep M.: The need for judgement in geotechnical reliability studies, Georisk: Assessment and Management of Risk for Engineered Systems and Geohazard, Vol.7-2016, Issue 3, 70-74 Hadži-Niković G., Ćorić S.A. : Reliability analyses in geotechnical engineering. 12th DanubeEuropean Conference Geotechnical Engineering, Passau, 2002., 69-73. Lacasee S, Nadim F.: Risk and Reliability in Geotechnical Enginnering, International Conference on Case Histories in Geotechnical Engineering, St.Louis, Missouri, 1998, 1172-1192. Lacasee S, Nadim F., Hoeg K., Gregersen O.: Risk Assesment in Geotechnical Engineering: The Importance of Enginnering Judgement, Advances in geotechnical engineering- The Skempton conference, ICE publishing, 2015.
363 UDC: 624.131.54:33 Stručni članak
ECONOMIC ANALYSIS OF PROJECT SOLUTIONS FOR LANDSLIDE REPAIR WITH EFFECTS OF ADDITIONAL COLLAPSING OF SOIL Kristina Božić-Tomić, Nenad Šušić, Marko Prica, Ksenija Đoković Institute for testing of materials IMS, Belgrade, Serbia
[email protected],
[email protected],
[email protected],
[email protected] ABSTRACT The paper presents the economic analysis of seven project solutions of landslides at different locations in Serbia. It has been proved that the actual total amount of works and the final price of works on the landslide repair are higher than designed Bill of Quantities. The reasons for increasing the quantity of works and the prices of works are, to a large extent, due to additional collapsing of soil with the appearance of secondary landslides, which could not be calculated with classical mathematical models. Also, it has been proven that the number of investigation boreholes are in direct correlation with the quality of the obtained results of the mathematical model of the landslide. KEY WORDS: landslide, economic analysis, parameters, stability
EKONOMSKA ANALIZA PROJEKTNIH REŠENJA SANACIJE KLIZIŠTA SA EFEKTIMA DODATNOG OBRUŠAVANJA TLA REZIME U radu je prikazana ekonomska analiza sedam projektnih rešenja klizišta na različitim lokacijama u Srbiji. Dokazano je da su stvarna ukupna količina radova i finalna cena radova na sanciji klizišta veće su od projektom predviđene ukupne količine radova i finalne cene radova na sanciji klizišta. Razlozi za povećanja količina radova i cena radova su, u najvećem obimu, usled dodatnih obrušavanja tla pri pojavi sekundarnih kliziša, na koja se nije moglo računati klasičnim matematičkim modelima. Takođe, dokazano je da je broj istražnih bušotina u direktnoj korelaciji sa kvalitetom dobijenih rezultata matematičkog modela klizišta. KLJUČNE REČI: klizište, ekonomska analiza, prametri, stabilnost
364
INTRODUCTION Estimating the condition of the landslide and the need for repair of the same, represents complex engineering-technological-economic problem which has to be solved by analyzing a large number of parameters in the process of making the final decision. Some of the key aspects of solving this problem are relate to the creation of adequate analytical and numerical landslide models, while respecting modern technical norms and regulations. On the other hand, it is necessary to consider a number of possible methods of landslide repair, with which the same can also be effectively returned to the initial (initially) stable state of the slope or to a new (changed) equilibrium stability state. However, in addition to the engineering-technological aspects of the consideration of this complex problem, important role, among other things, have economic aspects. The quality of the designed solution for landslide repair is a function of the specifics of the disposition solution, the applied methods of calculating the landslide, the experience on previous projects, the application of modern technologies, but also on the aspects of economy. The basic economic parameters of a project solution for landslide repair are elements of Bill of Quantities, however, in a large number of cases, it is very difficult to assume additional costs and quantities of works. ECONOMIC EFFECTS OF THE LANDSLIDE REPAIR WITH ADDITIONAL COLLAPSE OF SOIL In the previous practice of landslide repair has been shown that the major problem is the calculated total quantity of works and the corresponding total cost of works. The effect of increasing the quantity of works, and thus the price of the works, a consequence of the number of factors that are characteristic for the soil, such as landslide (collapse) of the surrounding ground during trenchless repair of landslides. The quantity of work that counts during the calculation of Bill of Quantities, in most cases, corresponds to the volume of soil (poor physical and mechanical characteristics) that participate in the material of the basic sliding mass. However, during the repair of landslides, with the elimination of that soil or by making some other construction which requires removal of the material (extraction) comes to collapsing of the surrounding soil around the main sliding mass. Experience in practice so far has shown that if you do not count with the effects of the collapse of the soil, in the phase of preparation of project documentation through the bill of quantities of works, increase the cost of repair can be up to 20%. In certain instances, this percentage increase may be higher. In the following part of the paper presents typical examples of designed and performed repairs of landslides, in which, certainly, deviations occurred expressed through certain economic effects. LANDSLIDE “KOMINJE” At the location "Kominje 2" main road direction M22, section Novi Pazar - Ribariće km 478 + 910 (ID 0253), due to landslides originated the collapse of road embankments and significant settlement of roadway with total length of 50m [Technical documentation - IMS, 2013]. Settlement of roadway in the longitudinal profile is 30cm, so that within the temporary repair of roadway are made two opposite steep loading ramps, and traffic is
365
regulated by special conditions. Landslide has an elongated shape, and it is composed of the clay and debris material from which is filled an erosion gutter, and the motion of the material itself is slow and takes place in the form of intermittent stage of plastic deformation. Landslides body length is 50m, a total height difference is 20m. In landslides base exists entire system of diffuse sources of leachate water. Within the sections, there are two culverts, the first of which in the body of a landslide, very limited functionality due to damage caused by landslides. Poor functioning of culvert is associated with their filling with earthen material and debris. The dominant geomorphological factor is water, so the processes of liner erosion are, above all, highly developed. The consequence of this is characteristic plastics relief, in which predominant and characteristic morphological forms occurs gully. On the slopes with a steep inclination, and when the orientation of the elements set are met kinematic conditions, often occurs deep, block landslides or rockfalls. The sliding surface is formed on contact with less degraded rock mass. Adopted and implemented repair measures are: regulation of groundwater - the construction of the cross and longitudinal drainage channel and regulation of atmospheric waters. LANDSLIDE “ZAVLAKA” For the purpose of repair of the landslide on the section of the state road IIA-137 (R-221a) Šabac-Tekeriš-Zavlaka at km 10 + 225, an expert survey of the terrain was carried out, in order to define the geotechnical conditions for road repair [Technical documentation - IMS, 2014]. The route of road in repair part is in a notch, and with destruction of the road has been affected by the left slope of the road, the road embankment, in the direction of the temporary stationary growth, bank and both roadway lanes. The frontal width of the landslide was 50m. Prior to the activation of the landslide, due to the sudden soaking of the soil with water, intensive onflow of water in the field, and due to the large amount of atmospheric rainfall. According to the engineering characteristics, the landslide at km 10 + 225 belongs to the consecutive type of landslide with the tendency of regressive process development. Geotechnical mapping of terrain, exploratory drilling (sounding), field identification and soil classification, laboratory tests and geodetic survey of terrain were conducted. On the basis of geotechnical raports and on the basis of the terrain reconnaissance, the implemented repair measures were also undertaken: drainage system and surface regulation of atmospheric waters. LANDSLIDE “JEZGROVIĆE” At the location "Jezgroviće 2" of the main road M2, the section Ribariće-Vitkovići, km 1185 +100 (ID 0066), the road is in notch, and due to the landslide occurs a settlement of roadway at a length of 120m [Technical documentation - IMS, 2013]. Large cracks and denivelations of 30cm appeared on roadway. Some parts of the existing supporting wall were separated and inclined. Traces of rupture separating individual structural blocks of massifs, partially visible on the ground and partly assumed, form kinematic active fields. Repair measures have also been taken: relocation of one roadway lane to the hill, making a reinforced concrete wall and regulating of atmospheric rain falls and groundwater. For the characteristic geotechnical cross section of the terrain, stability analyzes were first
366
performed prior to the planned repair measures. LANDSLIDE “FABRIKA OBUĆE” On the part of the regional road II of the line R234, Novi Pazar-Rajetiće, km 1 + 000, (ID 1086), at the location of the footwear factory (Ruđer Bošković Street in Novi Pazar), the excavation in the bottom of cut caused the collapse of the bank and part of the roadway [ Technical documentation - IMS, 2010]. In order to plan the lot on the right side of the road, a excavation with a steep cut was made. After the rainfalls, and under the load of the roadway there was a collapse of the mentioned cut. Adopted repair measures were also undertaken: the reinforced concrete wall and the regulation of atmospheric and groundwater. LANDSLIDE “6+900” On the part of the state road IIA-137 (R-127), the section Krupanj-Mačkov Kamen, km 6 + 900, in the period from 14-17 May 2014, due to heavy precipitation, an active landslide was formed [Technical documentation - IMS, 2014]. Landslide completely destroyed a roadbed in the length of 60m with a frontal scar height from 3÷5m. The length of the landslide is 140m to the local road and about 50m below the local road where traces of flowing of the debris material from the formed slide body are visible. In addition to the above-mentioned sliding body with detailed geotechnical mapping of the terrain, two more sliding bodies were registered in direction of the growth of the stationary to Mačkov Kamen. The total width of all three landslides formed on the slope is 160m, from which at 60m the roadway was interrupted, and in the length of 100m is on the slope below the route. At a minimum distance of 5m below the road bank, the frontal scar was formed at a length of 15m with a subvertical denivelation of 8m. The adopted and implemented repair measures are optimal for the size of the landslide, the ranking of the road and the intensity of traffic. It should be kept in mind that permanent repair would be incomparably more expensive, heavier and longer-lasting for performance. For this reason, a solution was adopted to put the road into function. Considering the field issues and considering the conducted tests, it was concluded that the following repair measures should be taken: construction of the stone threshold as a support for the new embankment, regulation of groundwater (construction of longitudinal drens on the left side of the road), replacement of a part of the embankments on the right side of the road, regulation of atmospheric waters and protection of the slope from erosion. LANDSLIDE “PEJČINA KRIVINA” At the location "Pejičina krivina", on the part of the state road IB-23 Požega-Čačak, section ID 0105 (Kratovska stena, the turn for Markovica), the landslide formed [Technical documentation - IMS, 2014]. The route of the repair works is in the cuts, and collapse which affected the right slope of the road, the road in the embankment, into direction of the growth of the stationary so the bank and about half of the right carriageway, are affected by the destruction. The frontal width of the landslide is 25m. The activation of the landslide was due to a number of united factors, above all a sudden increase in the level of
367
groundwater in the field and geological predispositions. According to the engineering properties, the “PEJČINA KRIVINA” landslide belongs to a consecutive type of landslide with the tendency of regressive process development. On the basis of geotechnical results and on the basis of the ground reconnaissance, the implemented repair measures were also undertaken: the construction of a supporting wall along the right edge of the road, the making of drainage fillings behind the wall, regulation of atmospheric waters and regulation of groundwater. LANDSLIDE “LUBNICA” On the road R-261 from Zaječar to Boljevac at km 6 + 412.70 to km 6 + 540.30, in the toponyms "Lubnica" during the winter and early spring 2009-2010, the reactivation of the already existing landslide occurred [Technical documentation - IMS, 2010]. It used to be a landslide for several decades, which immediately did not cause major deformations, but less, so that by filling of roadbed, the landslide was temporarily flat out and maintained traffic. The landslide is 80m long and 130m wide and covers the area around 1Ha. It is estimated that a moved rock mass is about 50000m³. In order to repair the landslide and put the road into a stable state, several repair measures have been implemented. The first repair measure was started by removing a deformed and moistened layer of heterogeneous soil (fine or large) on the entire surface of the landslide (depth of 2÷4.5m) and by placing a new, high-quality, sand-gravel soil with a "mattress" or stone debris. The second repair measure was based on the construction of a drainage system, formed from longitudinal and transverse drainage trenches. The third repair measure is the surface water collection by a concrete open channel, while the fourth repair measure is the humidation of the surface of the slope and the surface of the landslide whose ground has been replaced. ECONOMIC ANALYSIS OF PROJECT SOLUTIONS FOR LANDSLIDE REPAIR WITH EFFECTS OF ADDITIONAL COLLAPSING OF SOIL As the basic and key economic effects, were considered the elements of the Bill of Quantities, to a large extent, through relative (percentage) values. Therefore, the effects of the relationship between the quantity of works and the cost of the designed solutions and the performed works of the repaired landslide were considered. The first group presents the considered individual parameters expressed through the ratio of the increase in the quantity of material ΔV of the performed works of the landslide Vi according to the quantity of the designed solution of the landslide repair Vp: -
ratio of increasing in the quantity of excavation (performed / designed excavation), ratio of increasing in the quantity of embankment (performed / designed embankment), ratio of increasing in the quantity of sub-base layers (performed / designed sub-base layers), ratio of increasing in the quantity of DNS layer (performed / designed layer), ratio of increasing in the quantity of BNS layer (performed / designed layer), ratio of increasing in the quantity of asphalt (performed / designed asphalt),
368
-
ratio of increasing in the quantity of concrete (performed / designed concrete), ratio of increasing in the quantity of reinforcement (performed / designed reinforcement).
Figures 1÷4 show the relationship between the increase in the quantity of materials and the work of the parameters of the first group (individual parameters) in the function of the considered repaired landslide. There is an evident difference in the increase in the quantity of materials and works in all cases of repair of all landslides, except that in repair of landslide "Pejčina krivina" appear the reduction of the quantity of asphalt and BNS layer at performed works compared to the design solution.
Figure 1. Ratio of increasing in the quantity of excavation (performed / designed excavation) and embankment (performed /designed embankment)
Figure 2. Ratio of increasing in the quantity of sub-base layers (performed / designed sub-base layers) and DNS layer (performed / designed layer)
Figure 3. Ratio of increasing in the quantity of BNS layer (performed / designed layer) and asphalt (performed / designed asphalt)
369
Figure 4. Ratio of increasing in the quantity of concrete (performed / designed concrete) and reinforcement (performed / designed reinforcement)
Table 1 shows statistically processed values (average value ΔVm, standard deviation σ, variance v) of the considered individual parameters (ratio of increase in the quantity of material of the performed works compared to the design solution) ΔVi: excavation, embankment, sub-base layers, DNS layer, BNS layer, asphalt, concrete, and reinforcement. Table 1. Statistically processed values of the considered individual parameters (ratio of increase in the quantity of material of the performed works compared to the design solution) ΔVi: excavation, embankment, sub-base layers, DNS layer, BNS layer, asphalt, concrete, and reinforcement excav. subDNS BNS embank. asphalt concr. reinforc. vation base layer layer ΔVm (%)
21.7
28.9
34.6
46.2
14.6
6.9
16
10.6
σ
10.4
17.2
30.6
28.8
18.4
22.5
9.2
4.4
v
108.5
296.8
936.4
827.1
340.1
504.1
85.5
19.57
ΔVmin (%)
15.4
7.1
0
0
-4.2
-39.2
0
0
ΔVmax (%)
46.6
53
96.6
80.4
51.2
31.5
31.9
17.6
By analyzing the statistically processed data, shown in Table 1, a significant dispersion of samples population can be noted, since, in certain situations, the standard deviation values σ are approximately equal to the average value ΔVm, and even greater in the case of asphalt. Individual situations in which the extreme values of ΔVmin and ΔVmax are equal to zero are, in fact, according to situations where the quantities of materials are not even considered in the design solution, nor even applied in the performed works of the landslide repair, and even in such situations, the volume of considered population could be reduced for these samples. Key evidence that can be made, based on the considerations of Figures 1÷4 and Table 1, is that for all landslide repairs the quantity of material in performed works is greater than the quantity of the material of the design solution, in which ratio ΔV is from ≈7% to ≈97%. When only earth works for all landslide repairs are considered, the ratio of the quantity of material performed in works is greater than the quantity of the material of the designed solution ΔV is from ≈7% to ≈53%.
370
The second group presents the considered individual parameters expressed through the ratio of price increase ΔC of the realized works of repair of the landslide Ci on the price of the designed solution Cp of landslide repair. Figure 5 shows the ratio of increasing the price of parameters of the second group (individual parameters) in the function of the considered repaired landslide. Table 2 shows the statistically processed values of the evaluated individual parameters (the ratio of increase in the prices of the realized works according to the designed solution) ΔCi.
Figure 5. Ratio of increasing the price of the realized works on the price of repair in designed solution ΔC
There is an obvious difference in the increase in the cost ratio of total costs in all cases of repair of all landslides. Key evidence that can be made, based on the evaluation of Figure 5 and Table 2, is that for all repair of the landslides, the price of the realized wurks is higher than the cost of the designed solutions, this ratio ΔC is from ≈20% to ≈60%. Table 2. Statistically processed values of the evaluated individual parameters (the ratio of increase in the prices of the realized works according to the designed solution) ΔCi ratio of total costs ΔCm (%)
38.3
σ
13.6
v
184.5
ΔCmin (%)
19.9
ΔCmax (%)
58.8
In the third group, are expressed, the individual parameters evaluated through the ratio of the number of boreholes n(B), the amount of drilling H, the landslide length (per roadway) L, the surface of the landslide A, and the increase in the quantity of material ΔV of the performed works of the landslide repair Vi according to the quantity of the designed solution Vp:
371
-
ratio of the length of the landslide (per roadway) and number of boreholes L/n(B) and the ratio of increase in the quantity of excavation (performed / designed excavation) ΔV, ratio of the number of boreholes and surface of landslide n(B)/A and the ratio of increase in the quantity of excavation (performed /designed excavation) ΔV, ratio of the length of the landslide (by roadway) and the number of boreholes L/n(B) and the ratio of the increase in the quantity of embankment (performed/designed embankment) ΔV, ratio of the number of boreholes and surface of landslide n(B)/A and the ratio of increase in the quantity of embankment (performed/designed embankment) ΔV, ratio of the amount of drilling and surface of the landslide H/A and the ratio of the increase in the quantity of excavation (performed/designed excavation) ΔV, ratio of the amount of drilling per surface of the landslide H/A and the ratio of the increase in the quantity of the embankment (performed/designed embankment) ΔV.
Figures 6÷11 shows the ratio between the increase in the quantity of materials and the works of the parameters of the third group (individual parameters) in the function of the evaluated repaired landslide. The units of measure are: for the number of boreholes it is piece (piece), for the length of the landslide (per way) m ', for the surface of the landslide ha (hectare) and for the amount of drilling m'. The values of parameter L/n(B) should be as smaller as possible, because, in this case, for the corresponding number of boreholes n(B), the engineering-geological of the terrain is better described. In terms of this parameter L/n(B), and considering the ΔV parameter, a conditionally satisfactory solution for the excavation was obtained in the repair of the landslides "Zavlaka" and "Jezgrovice", while the conditionally satisfactory solution for the embankment was obtained during the repair of the landslidee "Fabrika obuće" and "Pejčina krivina". The parameter n(B)/A should have higher value, because in that case, for the corresponding number of boreholes n(B), the engineering-geological cross-section of the terrain is better described. In relation to this parameter n(B)/A, and considering the parameter ΔV, no conditionally satisfactory solution for excavation in the landslide repair has been achieved, while the conditionally satisfactory solution for the embankment was obtained at landslides "Fabrika obuće" and "Pejčina krivina" The parameter n(B)/A should have higher value, because in that case, for the corresponding amount of drilling H, the engineering-geological cross-section of the terrain is better described. Regarding this parameter H/A, while considering the ΔV parameter, a conditionally satisfactory solution for the excavation was obtained for the repair of the landslides "Zavlaka" and "Jezgroviće", while the conditionally satisfactory solution for the embankment obtained during the repair of the landslide "Fabrika obuće".
372
Figure 6. Ratio of the length of the landslide and number of boreholes L/n(B) and the ratio of increase in the quantity of excavation (performed / designed excavation) ΔV
Figure 7. Ratio of the number of boreholes and surface of landslide n(B)/A and the ratio of increase in excavation quantity (performed/designed excavation) ΔV
Figure 8. Ratio of the length of the landslide and the number of boreholes L/n(B) and the ratio of the increase in the quantity of embankment (performed/designed embankment) ΔV
Figure 9. Ratio of the number of boreholes and surface of landslide n(B)/A and the ratio of increase in the quantity of embankment (performed/designed embankment) ΔV
373
Figure 19. Ratio of the amount of drilling and surface of the landslide H/A and the ratio of the increase in the quantity of excavation (performed/designed excavation) ΔV
The fourth group presents the considered individual parameters expressed through the ratio of the increase in the amount of drilling H/A and the prices of drilling Cb/C and ΔC of the performed works Ci according to price of the designed solution for landslide repair Cp: -
ratio of the price of the drilling amount on the surface of the landslide H/A and the ratio of the increase in the cost of performed works in relation to the design cost ΔC,
-
ratio of the price of the drilling amount and design costs Cb/Cp and the ratio of the increase in the cost of performed works in relation to the design cost ΔC,
-
ratio of the price of the drilling amount and cost of performed works the Cb/Ci and the ratio of the increase in the cost of performed works in relation to the design cost ΔC.
In Figures 12÷14, the considered individual parameters are shown through the ratio of the increase in the amount of drilling H/A and the cost of drilling Cb/C and ΔC of the performed works of the landslide repair. The drilling rates are calculated as a unit boring cost per meter, drilling length and drilling depth.
Figure 11. Ratio of the price of the drilling amount on the surface of the landslide H/A and the ratio of increase in the quantity of embankment (performed/designed embankment) ΔV
374
Figure 12. Ratio of the price of the drilling amount on the surface of the landslide H/A in relation to the ratio of the increase in the cost of performed works in relation to the design cost ΔC
It is evident that in the cases of increased of drilling amount H/A, the ratio of the increase in the cost of performed works relative to the design cost ΔC decreases. On the other hand, the ratio of the price of drilling amount and the design costs Cb/Cp and the performed works Cb/Ci is considerably lower than the ΔC parameter, which leaves space for the increase in the number of boreholes to affect on quality of Bill of Quantities of the work, or the ability to better manage with ratio of increase performed works according to the design cost ΔC.
Figure 13. Ratio of the price of the drilling amount and design costs Cb/Cp and the ratio of the increase in the cost of performed works in relation to the design cost ΔC
Figure 14.Ratio of the price of the drilling amount and cost of performed works the Cb/Ci and the ratio of the increase in the cost of performed works in relation to the design cost ΔC
375
CONCLUSIONS OF RESEARCH Considering the parameters expressed through the ratio of the increase in quantity of material ΔV of the performed works of the landslide repair Vi according to the quantity of material in design solution Vp, there is a difference in the increase in the quantity of materials and works, in almost all cases of repair of all landslides. When only ground work for all repaired landslides is considered, the ratio of the quantity of material of the performed works is greater than the quantity of the material in design solution ΔV from ≈7% to ≈53%, and if all the other quantities of the material of the performed works are considered, they are larger than the quantities of material in design solution from ≈7% to even ≈97%. Considering the parameters expressed through the ratio of the increase in prices ΔC, of performed works in repair of landslide Ci, according to the price of the design solution Cp, this difference is from ≈20% to ≈60%. Such an analysis does not indicate the shortcomings of the landslide repair solution. On the contrary, repair solutions are excellent, but it is pointing out the inability to adequately evaluate the quantity of works and the cost of repair, due to the application of existing mathematical models of the landslide in practice, when comparing performed works and the design solutions. Considering the parameters expressed through the ratio of the number of boreholes n(B), the amount of drilling H, the length of the landslide (per roadway) L, the surface of the landslide A and the increase in quantity of material ΔV of the performed works on the landslide repair Vi according to the quantity of material in design solution for the landslide repair Vp have been obtained partial or conditional satisfactory solutions at certain landslides, but for most landslides the required solution has not been reached. This indicates the lack of implementation in practice of the required number n(B) and the amount of drilling H on landslide, which is, among other things, the consequence of inadequately defined rules in the regulations and requests of investors to reduce the amount of investigative works. Considering the parameters expressed through the ratio of the increase in the amount of drilling H/A and the drilling rates Cb/C and ΔC of the performed works Ci according to the cost of the design solution Cp, it has been shown that in the situations of increased of drilling amount, the ratio of increase in the cost of peformed works relative to the design cost ΔC decreases. On the other hand, the ratio of the drilling amount and design costs Cb/Cp and performing Cb/Cp is considerably lower than ΔC parameter, which leaves space for increase in number of boreholes to affect the quality of the Bill of Quantities of the works, or the ability to better manage the ratio of increase performong cost according to the design price ΔC. Generally, it can be concluded that: The actual total quantity of works and the final cost of works on the landslide repair are higher than the designed foreseen total quantity of works and the final price of works on the landslide repair. The number of exploration boreholes is in direct correlation with the quality of the obtained results of the mathematical model (design solution) of the landslide.
376
REFERENCES Technical documentation for landslide repair at location Kominje, Institute for Testing of Materials IMS, Belgrade, 2013. Technical documentation for landslide repair on the section of the state road IIA-137 (R-221a) ŠabacTekeriš-Zavlaka, Institute for Testing of Materials IMS, Belgrade 2014. Technical documentation for landslide repair at location Jezgroviće, Institute for Testing of Materials IMS, Beograd, 2013. Technical documentation for landslide repair on the part of the regional road II of the line R234, Novi Pazar-Rajetiće, at the location of the footwear factory, Institute for Testing of Materials IMS, Belgrade, 2010. Technical documentation for landslide repair nn the part of the state road IIA-137 (R-127), the section Krupanj-Mačkov Kamen, Institute for Testing of Materials IMS, Belgrade, 2014. Technical documentation for landslide repair on location Pejčina krivina, Institute for Testing of Materials IMS, Belgrade, 2014. Technical documentation for landslide repair on the regional road R-261 from Zaječar to Boljevac at km 6 + 412.70 to km 6 + 540.30, in the toponyms "Lubnica", Institute for Testing of Materials IMS, Belgrade, 2010.
377 UDC: 624.131.54(497.16) 624.138 Prethodno saopštenje
SANACIJA KLIZIŠTA “MARKOVIĆI” Zvonko Tomanović, Slobodan Živaljević, Borko Miladinović Građevinski fakultet u Podgorici, Cetinjski put b.b. 81000 Podgorica, Crna Gora,
[email protected] ,
[email protected] ,
[email protected] REZIME U radu je dat opis nastanka i sanacije klizišta u mjestu Markovići na magistralnom putu Podgorica-Budva. Klizište dužine 400m, dubine do 12.50m je zahvatilo magistralni put na širini od 120m pomjerivši ga 5-10m niz padinu. Neposredni uzrok klizanja deluvijalnih naslaga po glavnoj kliznoj zoni na kontaktu sa korom raspadanja fliša su velike atmosferske padavine u februaru i martu 2015 godine, koje samo za tri dana dostigle prosječne padavine za ove mjesece. U radu je prikazana prva faza sanacije klizišta u zoni magistrale korišćenjem konstrukcija sačinjenih od više redova bušenih šipova. KLJUČNE REČI: klizište, bušeni šip, fliš
LANDSLIDE “MARKOVICI” REMEDIATION ABSTRACT This paper deals with occurrence and remediation of the landslide located at site Markovici adjacent to the main road Podgorica-Budva. The 400 meters long and 12.50 deep landside affected the 120m stretch of the main road, dislocating it by 5-10 meters in a downhill direction. Sliding of delluvial deposits over the sliding zone at the contact with the flysch weathering crust was induced by heavy rainfalls during February and March 2015. This paper presents Phase 1 of the landslide remediation in the main road zone, by means of a multirow arrangement of bored piles. KEY WORDS: landslide, bored pile, flysch
UVOD U radu je dat opis nastanka i sanacije klizišta u mjestu Markovići na magistralnom putu Podgorica-Budva. Klizište dužine 400m, dubine do 12.50m je zahvatilo magistralni put na širini od 120m pomjerivši ga 5-10m niz padinu ( slika 1). Neposredni uzrok klizanja deluvijalnih naslaga po glavnoj kliznoj zoni na kontaktu sa korom raspadanja fliša su velike atmosferske padavine u februaru i martu 2015 godine, koje su očigledno dovele do velikog
378
porasta nivoa podzemne vode. U radu je prikazana prva faza sanacije klizišta u zoni magistrale korišćenjem konstrukcija sačinjenih od više redova bušenih šipova.
Slika 1. Snimak klizišta iz drona (lijevo), fotografija iz pravca Budve (desno) Figure 1. Landslide drone photo (left), photo from Budva (right)
UZROCI NASTANKA KLIZIŠTA.GEOLOŠKE I GEOFIZIČKE PODLOGE Aktiviranjem klizišta je bilo veoma brzo. Prve pukotine na kolovozu su uočene 6. marta uveče, a saobraćajnica je bila zatvorena za saobraćaj već sljedećeg jutra (slika 1 desno). U naredna tri dana je došlo do stabilizacije pokrenute mase tla. Lokacija klizišta je na padini generalnog nagiba 45-50°. Na području klizišta je slaba površinska drenaža. Postoje nekolike jaruge koje su povremeni manji potoci koji su propustima sprovedeni ispod magistralnog puta. Istočno od lokacije oko 200 m je potok Vještica, a oko 50m je jedan manji potok koji se uliva u Vješticu istočno od Mažića. Područje klizišta je depresija u sinformi flišnih sedimenata koja je u padinskim procesima zatrpana deluvijalnim nanosom. Nadmorska visina u zahvatu klizišta je 260-380 mnm. Na istražnom području teren je uslovno stabilan do nestabilan. Aktivno klizište je u vrijeme izgradnje puta bilo umireno. Prvobitno kretanje je bilo malo tako da nisu bile jače izražene deformacije na površini terena. Procjena je da je uzrok aktiviranja procesa kliženja posledica velikih atmosferskih padavina u februaru i martu usled čega je došlo do zasićenja tla, a nije bilo odgovarajućeg dreniranja vodom zasićene deluvijalne stijenske mase. U glinovitim raskvašenim zonama je došlo do pada smičuće čvrstoće, a usled povećanja napona došlo je do gubitka ravnoteže i klizanja deluvijalnih naslaga po glavnoj kliznoj zoni na kontaktu sa korom raspadanja fliša. U procesu klizanja veliki blokovi su pravili i
379
sekundarna klizanja bliže površini terena i naguravali glinovitu zemljanu masu, što je na površini napravilo velike deformacije u terenu. Pravac kretanja kliznog tela je pretežno upravan na osovinu magistralnog puta Dužina celog klizišta je oko 400m, širina 50-150m, a u zoni puta 120m. Dubina do glavne klizne površi u zoni puta je u središnjem dijelu 10-12,5m, a u bokovima isklinjava na površinu terena. Morfološki ima oblik lijevka. Dubina klizne ravni je procijenjena na osnovu istražnih bušenja i raskopa kao i geofizičkih ispitivanja. Primjenjena su geoelektrična 2D tomografska ispitivanja. Rezultat numeričke inverzije geoelektričnih tomografskih ispitivanja duž profila I-I' klizišta, sa elementarnom geološkom interpretacijom rezultata i indikacijom glavne i sekundarne klizne ravni je prikazan na slici 2.
Slika 2. Geoelektrični tomografski profil I-I’ Figure 2. Electrical resistivity tomography profile I-I’
Teren je izgrađen od flišnih sedimenata kao osnovne stenske mase i deluvijalnog pokrivača od prašinasto-glinovito-drobinskog materijala sa blokovima krečnjaka. Karakteristični inženjersko-geološki poprečni profil je prikazan na slici 3. Koluvijum (sredina 1) je pokrenuti deluvijalni materijal. Po sastavu je heterogen, izgrađen od glina, prašinasto peskovite gline, drobine i blokova. Zastupljen je u površinskom dijelu terena po obodu kliznog tijela. Gline u srednje tvrde do tvrde konsistencije, pretežno nisko do srednje plastične. U kliznoj zoni i u sekundarnim zonama klizanja povećana je vlažnost ili je materijal potpuno raskvašen. Usled toga je konzistencija meka do vrlo meka i niski su parametri čvrstoće na smicanje, kohezija je 0-5kPa. Drobina i blokovi su pretežno karbonatnog porekla. U bočnom i vertikalnom pravcu je nepravilno smenjivanje pojedinih frakcija. U kliznoj zoni na kontaktu sa flišnim sedimentima (sredina 1’), može se pratiti pretežno prisustvo veoma vlažne do raskvašene glinovito peskovite frakcije. Osnovnu stijenu predstavljaju vezani slabo okamenjeni flišni sedimenti (sredina 3) gdje se ritmički smjenjujuje kalkareniti, pješčari, glinaci, alevroliti, laporaci. Na istražnom području su dominantni glinoviti laporci, laporci, alevroliti i glinci.
380
Slika 3. Inženjersko geološki profil: 1) koluvijum, 1’) koluvijum-pjeskovite gline, 2) raspadina fliša, 3) zdrav fliš Figure 3. Geological cross section: 1) coluvium, 1’) coluvium – sandy clay, 2) weathered flysch,3) sound flysch
OPIS SANACIONOG REŠENJA Sanaciono rješnje klizišta “Markovići” se sastoji od dva tipa sanacionih mjera: pasivnih i aktivnih mjera sanacije. Pasivne mjere sanacije klizišta su usmjerene na prikupljanje površinske vode u zoni aktivnog kliznog tijela iznad puta. Ove mjere obuhvataju izgradnju kanala za prihvatanje površinske vode u zoni kliznog tijela i izradu dubokog drenažnog rova iznad potporne konstrukcije "A" koja se nalazi iznad puta (slika 5). Voda iz AB kanala se djelimično odvodi do cjevastog propusta prečnika 1000mm, a djelimično se sprovodi do postojećeg propusta ispod potporne konstrukcije (hipsografski niži dio trena). Radi prihvatanja vode sa dijela padine u zoni profila 155, projektovan je dodatni kanal ka brdu. Ovaj kanal treba da prikupi vodu iz očekivane zone priliva i da je sprovede do ulivnog šahta propusta. Duboka drenaža se izvodi iznad konstrukcije "A". Drenažna perforirana cijev se dovodi do ulivnog šahta i dalje se cjevastim propustom prečnika 1000mm odovodi niz padinu. Aktivne mjere sanacije predviđaju izgradnju dvije potporne konstrukcije izrađene od bušenih AB šipova i naglavnice koja povezuje šipove. Potporna konstrukcija »A« je postavljena neposredno uz put sa gornje strane klizišta i ima za svrhu obezbjeđenje puta od klizanja sa gornje strane padine (u odnosu na put). Potporna konstrukcija »B« locirana ispod puta (sa lijeve strane u smjeru stacionaže) koja ima "zadatak" da obezbijedi stabilnost saobraćajnice. Sastavni dio naglavnice ovih potpornih konstrukcija su i AB potporni zidovi visine od 4,6m do 6.3m.
381
Slika 4. Osnova potpornih konstrukcija Figure 4. Support structures layout
Podgradnom konstrukcijom »A« obezbjeđuje se stabilizacija klizišta sa tri reda armirano betonskih bušenih šipova dijametra od 60cm do 100cm. Šipovi potporne konstrukcije su povezani AB naglavnom gredom dimenzija 710x130cm. Šipovi se izvode sa privremne radne platforme, počev od krajeva konstrukcije ka sredini ili od sredine ka krajevima. Iz naglavnice se "izvlači" AB zaštitini zid promjenjljive visine od 4.6m do 6.2m. Oslonci šipova su obezbjeđeni ukopavanjem baze šipa u osnovnu stijenu - fliš (sredina 3) min 7.0m. Potpornom konstrukcijom »B« sačinjenom od dva i tri reda armirano betonskih bušenih šipova dijametra od 60cm do 100cm, obezbjeđuje se stabilnost trupa puta. Šipovi potporne konstrukcije su povezani AB naglavnom gredom dimenzija 675x130cm. Iz naglavnice se "izvlači" AB zaštitini zid visine od 4.3m. Oslonci šipova su obezbjeđeni ukopavanjem baze šipa u osnovnu stijenu 6,0m. Rješenje uz primjenu bušenih šipova omogućuje da se tijelo klizišta podupre potpornom konstrukcijom bez izvođenja iskopa koji bi mogli izazvati neželjena pomjeranja tijela klizišta u toku izvođenja radova. Pored ovoga podgradna konstrukcija od šipova omogućava nesmetano kretanje podzemne vode niz padinu. Sa aspekta organizovanja i izvođenje radova projektovano rješenje omogućava značajnu primjenu mehanizovanog rada, lak pristup AB elementima koji se izvode.Pored ovoga obezbjeđuje se funkcionisanje privremene saobraćajnice preko zone klizišta.
382
Slika 5. Karakteristični poprečni presjek potporne konstrukcije Figure 5. Support structure typical cross section
Primjena šipova omogućuje da se vizuelno neznatno promjeni prirodni izgled padine. Naglavna greda i potporni zid su u najvećoj mjeri ukopani u tlo a sa donje strane maskirana niskim rastinjem. Zbog povoljnog uticaja na površinsku stabilizaciju terena, na padini ispod klizišta je predviđeno zasađivanje niskog žbunastog rastinja. PRORAČUN STABILNOSTI Proračunom stabilnosti je obuhvaćena stabilnost kosine ojačane šipovima kao i proračun potpornih konstrukcija. Potporna konstrukcija "A" je opterećena pritiscima tijela klizišta, dok konstrukcija "B" prihvata pritiske ispune između konstrukcija i saobraćajnog opterećenja. Za analizu stabilnosti potpornom konstrukcijom "A" ojačane kosine iznad puta, za proračun su usvojeni parametri smičuće otpornosti u zoni klizne ravni: φ’=15º, c’=2 kPa. Ovi parametri su dobijeni na osnovu povratne analize sprovedene u programu Slide 5.0. Korišćena je jedna od metoda lamela (Morgenstern-Price, slika 6 lijevo), za dvije dubine
383
klizne ravni na mjestu potporne konstrukcije A. Za usvojenu vrijednost bočnog otpora potporne konstrukcije "A" od E=700 kN/m’ klizišta, dobijene vrijednost faktora sigurnosti stabilizovane kosine su Fs=1.70 i Fs=1.435, za klizne ravni dubine 8.50m i 12.30m, respektivno. Kod podgradne konstrukcije "B" zemljani pritisci tla su računati po konceptu aktivnog zemljanog pristiska (slika 6 desno).
Slika 6. Proračun stabilnosti kosine iznad puta i potporne konstrukcije TIP A Figure 6. Stability calculation of slope above road and support structure TYPE A
Statički proračun i dimenzionisanje potpornih konstrukcija A i B su sprovedeni primjenom programskog paketa Tower 6.0, Radimpex. Analiza je sprovedena na 3D modelima formiranim od linijskih (šipovi) i površinskih (naglavnice) konačnih elemenata (slika 7). Tlo u nosećem sloju (fliš) je modelirano elastičnim oprugama (Vinklerov model) sa proračunskom vrijednošću koeficijenta reakcije tla u horizontalnom pravcu dobijenom po izrazu Vesića.
Slika 7. MKE 3D model u Tower 6.0 Figure 7. 3D FEM model u Tower 6.0
384
Za svaku konstrukciju su formirana po dva modela, jedan u kome su opruge nanesene na šipove prema geotehničkom profilu terena i drugi u kome je bočna krutost tla redukovana kroz ukidanje opruga na pojedinim šipovima. Prvi model je korišćen za dimenzionisanje šipova, a drugi za dimenzionisanje naglavnice jer se tako dobijanju maksimalni uticaji za pojedine konstruktivne elemente konstrukcije. Nanešeno opterećenje na modele potpornih konstrukcija obuhvata: sopstvenu težinu zida, naglavnice i šipova pritiske od tla (tlo), inercijalnu seizmičku silu koja djeluje u poprečnom pravcu u odnosu na konstrukciju i dodatni aktivni seizmički pritisak tla. Pritisci vode nisu tretirani jer je predviđena duboka drenaža iza zidova i barbakane koje treba da obezbijede da ne dođe do razvoja hidrostatičkih pritisaka na konstrukciju. ZAKLJUČAK Umireno klizište "Markovići" se nalazi u široj zoni uslovno stabilnog terena preko kog je osmadesetih godina prošlog vijeka izgrađen magistralni put Cetinje-Budva. U periodu od oko deset godina prije aktiviranja klizišta na saobraćajnici se permanentno pojavljivalo ispupčenje koje je svremena na vrijeme struganjem uklanjano, a nanonešenjm novog sloja asfalta sanirano da bi se obezbijedilo odvijanje saobražaja. Obim oštećenja je bio relativno mali i zahvatao je desetak metara kvadratnih. Kako nije bilo drugih naznaka o nestabilnosti terena nije došlo do ozbiljnije analize uzroka izdizanja kolovoza, pa je ona pripisivana neadekvatno izvedenom trupu puta. Prvenstveni zadatak I faze sanacije je bilo obezbijeđenje stabilnosti puta. Istražni radovi, projekat sanacije i radovi na sanaciji klizišta su tekli paralelno, kako je bila zatvorena jedna od najvažnijih saobraćajnica u Crnoj Gori. Sanacioni radovi su trajali do polovine jula 2015 godine. O trenutka završetka sanacioni radova do danas izvršeno je nekoliko inspekcija terena i potporne konstrukcije na kojima do sada nisu uočeni znaci nestabilnosti.
LITERATURA: Glavni projekat snacije klizišta "Markovići, GeoT d.o.o Podgorica, april 2015. Гинзбург, Л.К. (1979), "Противооползневые удерживающие конструкции", Стройиздат, 1979. Pravilnik o tehničkim normativima za projektovanje i proračun inženjerskih objekata u seizmičkim područjima (1986) Pravilnik o tehničkim normativima za beton i armirani beton (PBAB87) Pravilnik o tehničkim normativima za temeljenje građevinskih objekata (Sl. List SFRJ 15/90)
385 UDC: 627.514(497.6) Izvorni naučni članak
ISTRAŽIVANJE LOKACIJA TERENA ZA POZAJMIŠTE MATERIJALA RADI SANACIJE ODBRAMENIH NASIPA RIJEKA BOSNE I SAVE KOD ŠAMCA Neđo Đurić*, Jadranka Milić**, Dijana Đurić*, MilanPerišić* * Tehnički institut Bijeljina, Republika Srpska, Bosna i Hercegovina, e. mail,
[email protected] **Institut za materijale Srbije, IMS Beograd, Srbija
REZIME Gradsko područje Šamca štiti se sa dva odbrambena nasipa od rijeka Bosne i Save, koji su građeni šezdesetih godina XX vijeka. Godinama su održavani i uspješno služili svojoj namjeni. Vremenom, posebno krajem XX i početkom XXI vijeka, nasipi nisu održavani kao ranije, što se odrazilo na njihovo stanje. Za potrebe sanacije i nadogradnje nasipa duž rijeke Bosne i Save do kote maksimalnih stogodišnjih padavina izvršena je prospekcija četiri potencijalne lokacije pozajmišta građevinskih materijala, koje se nalaze u neposrednoj blizini. Za svaku lokaciju data je ocjena kvaliteta materijala i analize stabilnosti kosina postojećih i novoprojektovanih nasipa. KLJUČNE RIJEČI: pozajmište materijala, nasip, tehnogeni materijali, prirodni sedimenti
RESEARCH OF TERRAIN LOCATIONS FOR MATERIAL BORROW PITS FOR SANATION OF DEFENSE EMBANKMENTS FROM RIVERS BOSNA AND SAVA NEAR ŠAMCA ABSTRACT Town area of Šamac is protected with two defense embankments from rivers Bosna and Sava, that were built during sixties of the XX century. During years were maintained and successfully served their purpose. In time, especially at the end of the XX century and the beginning of XXI century, embankments were not maintained as they were before, which reflected on their state. For the purpose of sanation and upgrading of embankment along rivers Bosna and Sava to the point of maximum perennial precipitation was done a prospection of four potential locations for construction of material borrow pits, that are in immediate surroundings. For every location was given an evaluation of quality of material and analysis of slope stability of existing and newly projected embankments. KEY WORDS: material borrow pit, embankment, technogenic materials, natural sediments
386
UVOD Zaštita gradskog naselja Šamac od poplava rijeka Bosne i Save je sa odbrambenim nasipima izgrađenim šezdesetih godina XX vijeka. Vremenom su ansipi dotrajali, ali i smanjili svoju visinu obzirom na stalno donošenje i odlaganje materijala duž nasipa, posebno na ušću navedenih rijeka. Na pojedinim dijelovima trase nasipa, posebno Savskog nasipa došlo je do erozije kosina što je ugrozilo njihovu stabilnost. Majske poplave 2014. godine su pokazale da je potrebno izvršiti nadogradnju oba nasipa do kote maksimalnih stogodišnjih vrijednosti vodostaja. Dogradnja nasipa će se izvršiti sa materijalima iz pozajmišta koja se nalaze u neposrednoj okolini. Provedena istraživanja su obuhvatila četiri lokacije na kojima su urađena ista terenska istraživanja i laboratorijska ispitivanja. Za svaku lokaciju data je ocjena kvaliteta materijala, te dat prijedlog najpovoljnije za pozajmište materijala. Na osnovu podataka preuzetih iz najpovoljnije lokacije pozajmišta, provedene su analize stabilnosti postojećih i novoprojektovanih nasipa za određene nagibe kosina. PROVEDENA ISTRAŽIVANJA Šira lokacija duž rijeka Bosne i Save obuhvatila je detalno inženjerskogeološko kartiranje terena, gdje su registrovane sve reljefne promjene na subhorizontalnom terenu, te njihova veza sa geološkom građom, površinskim tokovima i razvojem savremenih inćenjersko– geoloških procesa. Teren na lokacijama pozajmišta materijala pripada sedimentima prve riječne terase (t1) rijeke Bosne (Šparica M. i sar. 1986). Terasa je akumulacionog karaktera, odnosno u cijelosti je izgrađena od riječnih naslaga u kojima preovlađuju šljunci aluvijalnog nanosa, samo mjestimično poplavnog facijesa. Aluvijalne naslage (al) su predstavljene aluvijalnim nanosom rijeka Bosne i Save (sitnozrni i srednjezrni pijesak, silt i šljunak) koji se deponuje u samom koritu i na obalama bez strmih odsjeka, koji izgrađuje područje uz korito (Šparica M. i sar. 1986, Đukić, D. 2004, Hrelja, H 2007). Odabrane četiri potencijalne lokacije pozajmišta materijala istraživane su raskopima dovoljne dubine da se prouči litološki sklop po vertikali, slika 1. Lokacije potencijalnih pozajmišta su: • Ušće Bosne i Save • Odbrambeni nasip duž rijeke Bosne • Kavga • Jasenik
Raskopi se detaljno kartirani, te uzeti neporemećeni i poremećeni uzorci za laboratorijska ispitivanja (Đurić, N. 2011, Eurocode 7, Maksimović.M., 2001). Pozajmište materijala Ušće Bosne i Save je pozicionirano u inudacionom koritu rijeke Save u neposrednoj blizini obdaništa u Šamcu. Izvedena su tri istražna raskopa, a iz svakog raskopa su uzeta po dva uzorka na različitim dubinama za laboratorijska ispitivanja.
387
Konstatovano je da neposrednu lokaciju, do dubine istraživanja, izgrađuju sedimenti aluvijalnog riječnog nanosa, glina pjeskovita, rastresita, pijesak i šljunak. Laboratorijskim ispitivanjima uzoraka gline prašinasto pjeskovite dobivene su vrijednosti parametara koji su značajni za analize stabilnosti i izgradnju novoprojektovanih nasipa: • zapreminska težina γ = 16,8 kN/m3 • ugao unutrašnjeg trenja φ = 200 • kohezija c = 34 kN/m2 • optimalna vlažnost Wopt = 20,77 – 27,15 % • maksimalna suva zapreminska težina γdmax = 14,31 – 15,42 kN/m3 • prema AC klasifikaciji pripada OI grupi organska glina srednje plastičnosti Sloj gline prašinasto pjeskovite registrovan je na dubini 1,8 – 2,1 m. Kvalitet materijala je analiziran za određene uslove stabilnosti i djelimično zadovoljava minimalni faktor sigurnosti Fs > 1,5 za nalib kosine 1:2, i u cjelosti za nagib kosine 1:3. Zbog dubine na kojoj se nalazi, male moćnosti, te ne zadovoljava u cjelosti traženi minimalni faktor sigurnosti Fs > 1,5 za nalib kosine 1:2, ova lokacija nije preporučena kao potencijalno pozajmište materijala za nasipe.
Slika 1. Položaj lokacija pozajmišta materijala u odnosu na odbrambene nasipe rijeka Bosne i Save 1. ušće Bosne i Save, 2. duž rijeke Bosne, 3. Kavga, 4. Jasenik, RP – 7. raskopi
Pozajmište materijala Odbrambeni nasip duž rijeke Bosne nalazi se uz zapadni rub nožice Odbrambenog nasipa duž rijeke Bosne, odnosno zapadnog ruba urbanog gradskog jezgra Šamcu. Na lokaciji pozajmišta su izvedena četiri istražna raskopa, gdje konstatovano da neposrednu lokaciju, do dubine istraživanja izgrađuju sedimenti poplavnih područja (ap) predstavljeni glinama prašinastim i glinama pjeskovitim, pijescima sitnozrnim do srednjezrnim. Uzorci su uzeti na različitim dubinama.
388
Vrijednosti parametara značajnih za analize stabilnosti i izgradnju novoprojektovanih nasipa su sljedeće: • zapreminska težina γ = 17,5 kN/m3 • ugao unutrašnjeg trenja φ = 240 • kohezija c = 18 kN/m2 • optimalna vlažnost Wopt = 23,68 – 28,06 % • maksimalna suva zapreminska težina γdmax = 14,52 – 14,89 kN/m3 • prema AC klasifikaciji pripada CL grupi anorganskih glina niske plastičnosti Moćnost glinovitih sedimenata je zadovoljavajuća da se mogu eksplotisati dovoljne količine materiajala za nasipe. Analiza stabilnosti pokazala je veći faktor sigurnosti Fs > 1,5 za nagib kosine 1:2. Blizina urbanog područja kao i postojećeg nasipa ograničava dubinu iskopa, te ova lokacija nije predložena za potencijalno pozajmište. Pozajmište materijala Kavga je udaljeno oko 800,00 m vazdušnom linijom zapadno od Šamca u neposrednoj blizini rijeke Bosne. Lokaciju do dubine istraživanja izgrađuju sedimenti poplavnih područja (ap) predstavljeni glinama prašinastim sa proslojkom pijeska moćnosti oko 0,20 m, slika 2. Dobivene vrijednosti karakterističnih parametara su sljedeće: • zapreminska težina γ = 17,6 kN/m3 • ugao unutrašnjeg trenja φ = 220 • kohezija c = 20 kN/m2 • optimalna vlažnost Wopt = 24,52 % – 26,16 % • maksimalna suva zapreminska težina γdmax = 14,60 – 15,21 kN/m3 • prema AC klasifikaciji pripada OI grupi organska glina srednje plastičnosti Glina prašinasta je dovoljne moćnosti, tako da maji proslojak pijeska neće narušiti njen kvalitet ili se može tokom eksploatacije odstraniti. Kvalitet materijala zadovoljava sve postavljene kriterijume, a analiza stabilnosti pokazuje traženi faktor sigurnosti FS > 1,5 za nagib kosine 1:2. Postoje pristupni putevi za transport materijala. Lokacija je preporučena za pozajmište materijala za nasipe. Pozajmište materijala Jasenik se nalazi oko 400,00 m vazdušnom linijom zapadno od jugozapadnog ruba Šamca. Ovo je manje pozajmište, ali je istraživano sa razlogom utvrđivanja karakteristika materijala i mogućim proširenjem. Lokaciju do dubine istraživanja izgrađuju sedimenti poplavnih područja (ap) predstavljeni glinama prašinastim i pijeskom. Na uzetim uzorcima dobivene su sljedeće vrijednosti parametara: • • • • • •
zapreminska težina γ = 18,2 kN/m3 ugao unutrašnjeg trenja φ = 200 kohezija c = 203kN/m2 optimalna vlažnost Wopt = 22,15 % maksimalna suva zapreminska težina γdmax = 14,89 kN/m3 prema AC klasifikaciji pripada MI grupi prašina srednje plastičnosti
389
Za ove materijale provedena je analiza stabilnosti radi ocjene koji faktor sigurnosti se može postići pri određenom nagibu kosine. Djelimično zadovoljava minimalni faktor sigurnosti Fs > 1,5 za nalib kosine 1:2, i u cjelosti za nagib kosine 1:3. Lokacija nije predložena za pozajmište materijala jer nema mogućnosti širenja, odnosno povećanja eksploatacije do potrebnih količina, a ne zadovoljava u cjelosti tražene uslove. ANALIZE STABILNOSTI NASIPA RIJEKA BOSNE I SAVE Postojeći nasipi su osnova za nadogradnju novoprojektovanih nasipa duž rijeka na ušću Bosne i Save. Odbrambeni nasip od rijeke Bosne ima sljedeće karakteristike: • • • • •
dužina dionice predviđene za izvođenje sanacije objekata je 1.246,52 m, gornja kota nasipa, odnosno kota u planumu nasipa je 90,40 mnm na čitavoj dužini Širina nasipa u planumu je 4,00 m na čitavoj dužini kosine nasipa su pod nagibom 1 : 2, proširenje nasipa je sa lijeve (zapadne) strane nasipa
Odbrambeni nasip duž rijeke Save u svom planumu ima parapetni zid sa sljedećim karakteristikama: o dužina dionice predviđene za izvođenje sanacije objekata je 956,44 m o novoprojektovani parapetni zid u planumu nasipa se fundira u tijelu nasipa, gornja kota zida je 90,10 mnm na čitavoj dužini o fundiranje je na temeljnoj traci širine 2,00 i 2,50 m u zavisnosti lokacije na kojoj se vrši fundiranje o lijeva strana nasipa (u pravcu toka rijeke Save), od ivice parapetnog zida se širi u planumu 2,00 m, a kosina je pod nagibom 1 : 2, sa projektovanom visinom u planumu od 89,30 mnm. Analiza stabilnosti kosina postojećih odbrambenih nasipa Analiza stabilnosti kosine postojećeg Odbrambenog nasipa duž rijeke Bosne u Šamcu urađena je po metodi Bishop-a na tri profila koji se nalaze na karakterističnim stacionažama (Maksimović, M. M., 2001, Najdanović N. i sar. 1981, Nonveiler, E. 1981, Đurić, N. i sar. 2014). Minimalni koeficijent sigurnosti na klizanje se kreće od Fs = 3,594 - 6,920. Veće vrijednosti su u središnjim dijelu u odnosu na krajnje dijelove nasipa, slika 3a. Analiza stabilnosti kosine postojećeg Odbrambenog nasipa duž rijeke Save u Šamcu provedena je na istii način kao i kod nasipa duž rijeke Bosne. Dobivene vrijednosti minimalnog koeficijenta sigurnosti na klizanje se kreću od Fs = 4,253 - 6,579, slika 3b. Ovdje su veće vrijednosti na krajnjim dijelovima nasipa, a manje u središnjem dijelu. Ipak, faktori sigurnosti su znatno veći od onih koji se zahtijevaju kod novoprojektovanih nasipa. Analiza stabilnosti postojećih nasipa duž rijeka Bosne i Save u Šamcu na osnovu geotehničkih parametra iz tehnogenih materijala od kojih su izgrađeni, pokazala je da su faktori sigurnosti na klizanje relativno visoki. Postojeći nasipi su građeni prije 50 - 60 godina što je rezultiralo većim vrijednostima uspostavljene kohezije u slojevima glina
390
prašinasto pjeskovitih ugrađenim u trup nasipa, kao i u sloju autohtonog tla koji izgrađuje glina prašinasta, muljevita, visoke plastičnosti.
Slika 3a. Analiza stabilnosti postojećeg nasipa duž rijeke Bosne
Slika 3b. Analiza stabilnosti postojećeg nasipa duž rijeke Save
Analiza stabilnosti novoprojektovanih odbrambenih nasipa Analize stabilnosti za novoprojektovani nasip duž rijeke Bosne sa ugrađenim materijalima iz predloženog pozajmišta Kavga, urađene su za tri dionice po metodi Bishop-a. Proračuni su vršeni za nagib kosine nasipa 1:2, pri čemu je zadovoljen uslov da je faktor sigurnosti Fs > 1,5. Izvedenom analizom dobijeni su minimalni koeficijenti sigurnosti na klizanje od Fs = 1,714 - 2,069 slika 4a.
391
Za novoprojektovani nasip duž rijeke Save urađene su analize stabilnosti sa ugrađenim materijalima iz predloženog pozajmišta za tri dionice po istoj metodi. Proračuni su vršeni za nagib kosine nasipa 1:2, a minimalni koeficijenti sigurnosti na klizanje od Fs = 1,508 2,370, slika 4b. Nagim kosine nije stroguo zhtijevan 1:2, tako da se može mijenjati na pojedinim dionicama trase ukoliko to bude neophodno obzirom na stanje na terenu ili dobiven Fs < 1,5.
Slika 4a. Analiza stabilnosti novoprojektovanog nasipa duž rijeke Bosne
Slika 4b. Analiza stabilnosti novoprojektovanog nasipa duž rijeke Save
UMJESTO ZAKLJUČKA Sve češće poplave izazvane povećanim padavinama tokom godine stvaraju velike štete u dijelu izgrađenih objekata ili obrađivanog i napuštenog zemljišta. Urađeni nasipi na karakterističnim mjestima u drugoj polovini XX vijeka su vremenom zapušteni i danas najvećim dijelom ne služe svojoj namjeni. Naselja formirana duž rijeka su podložna čestom plavljenju, tako da se stanovništvo tih područja već prilagodilo i saživilo sa takvim pojavama. Veliki broj izgrađenih objekata u inudacionoj zoni u kojoj nije dozvoljeno
392
građenja, pa čak ni obrađivanje zemlišta, narušavaju karakteristike tih dijelova terena, ali i nasipa duž njihove trase. Nasipi koji štite gradsko područje Šamca, odnosno njegovu širu zonu se nalaze na ušću rijeka Bosne i Save. Vremenom su uspješno štitili od poplava, ali su i dotrajali te je potrebna njihova sanacija. Čitava zona terena na ušću ovih rijeka je nekada bila uređena, a danas je potpuno zapuštena, devastirana do te mjere da u pojedinim dijelovima ugrožava stabilnost postojećih nasipa. Tokom istraživanja lokacija pozajmišta materijala za novoprojektovane nasipe obuhvaćen je cijeli prostor terena između ušća rijeka i odbrambenih nasipa. Nije bilo dovoljnog izbora za lokacije da bi se mogla odabradi najbolja sa apekta ekonomičnosti i ekološke prihvatljivosti da lokacija nakon izgradnje nasipa bude adekvatno uređena i usaglašena sa prirodnim okruženje. Izabrane četiri lokacije za istraživanje su rezultat potrebe za sagledavanjem stvarnog stanja na tom dijelu terena i mogućnosti da se odabere najbolja od onoga što ima na tom prostoru. Na istraživanim lokacijama provedeni su istražni radovi i laboratorijska ispitivanja u obimu njihove veličine. Korelisanjem rezultata po litološkom sastavu, granulometriji, fizičkomehaničkim karakteristikama, analizama stabilnosti nagiba kosina u odnosu 1:2, mogućnostima eksploatacije i transporta, predložena lokacija za pozajmište je Kavga, označena na slici 1 kao lokacija 3. Potreban materijal za nadogradnju odbrambenih nasipa prevazilazi količine koje se mogu eksploatisati na ovoj likaciji, te će se ista u narednom periodu šire istraživati ili tražiti nova lokacija sa istim ili približno sličnim karakteristikama materijala za pozajmište. LITERATURA Đukić D. (2004): Geotehničke klasifikacije za površinske radove u rudarstvu i građevinarstvu, Rudarski institut Tuzla. Đurić, N., Mitrović, P.: Analiza stabilnosti nasipa na trasi autoputa koridor Vc, dionica Svilaj – Vukosavlje. Prvi srpski kongres o putevima. Beograd. Zbornik radova CD. pp 793–798, 2014. Đurić, N. (2011): Hidrogeološka i inženjerskogeološka istraživanja. Subotica, Bijeljina. Građevinski fakultet, Tehnički institut. Eurocode 7. Geotechnical desing – Part 2: Desing assisted by laboratory testing, and Part 3: Desing assisted by fieldtesting. European Commitete for standarization. Brussels. 1997. Hrelja, H. (2007). Inženjerska hidrologija. Građevinski fakultet u Sarajevu. Maksimović, M. M. (2001). Mehanika tla, drugo izdanje. Beograd: Čigoja štampa. Najdanović, N. i Obradović, R. (1981). Mehanika tla u inženjerskoj praksi. Beograd: Rudarski institut. Nonveiller E. (1987). Slipping stabilization and slopes. Schoolbook, Zagreb. Šparica M. et al: (1986): OGK Slavonski Brod, 1:1000 000. Tumač lista Slavonski Brod. Geološki zavod Zagreb.
393 UDC: 627.824.31(497.2) Stručni članak
CONSOLIDATION ANALYSIS OF THE SAMUILOVO EARTH DAM Ivailo Ivanov, Nikolay Kerenchev, Lena Mihova Department of Geotechnics, University of Architecture, Civil Engineering and Geodesy, Sofia, Bulgaria, e_mail:
[email protected],:
[email protected],
[email protected] ABSTRACT The Samuilovo Dam is 53 meters high and consists of an inclined clay core and rock-fill support shoulders. The subject of the paper is a study of the dam stress-deformation behavior during the construction, impounding and serviceable period. The material properties of the dam are investigated by field and laboratory tests. A numerical FE model by GeoStudio software is created using a variable mesh to simulate the filling of the dam materials. Saturated-unsaturated coupled elasto-plastic consolidation analysis is performed which consists in simultaneously solving stress-deformation and seepage equations. Experimental and theoretical relationships are developed for the hydraulic conductivity of the soils as a function of their degree of saturation and volumetric water content. Variable stiffness of the soil is used in analysis based on experimental correlations between the Emodulus and the effective vertical stress. The change in stress-deformation state and soil properties of the dam due to the consolidation process are discussed. Conclusion is made that the maximum value of the dam settlement is 34 cm in the serviceable period so far. KEYWORDS: rock-fill dam, clay core, saturated-unsaturated soil, volumetric water content, hydraulic conductivity, consolidation analysis finite element modeling
INTRODUCTION The Samuilovo Dam is 53 meters high and 3 km long and it is an equipment of the water supply system Pirinska Bistritza in the south-west region of Bulgaria. The dam has an inclined clay core and rock-fill shoulders with average upstream slope of 1 to 3 and downstream slope of 1 to 2.5. The construction of the dam began in 1989 and continued up to 2003 with a pause in the period of 1993-1997. During the serviceable period since 2003 so far the water level in the reservoir is maintained just about 5 meters above the bottom. The full capacity of the reservoir corresponds to water height of 24.2 meters. Views of the Samuilovo Dam are shown in Fig.1 and Fig.2, and the cross section through the central line of the dam with the type of used materials is shown in Fig. 3.
394
The subject of this study is an analysis of the dam deformation behavior during the construction period and the past until now serviceable period. This is one of the requirements of the program for the further service of this structure with full impoundment. For this purpose experimental investigations in situ and in laboratory are carried out and numerical analysis is performed by using of GeoStudio finite element software.
Fig. 1. Upstream and downstream face of the Samuilovo (http://www.hydrosysbg.com)
Fig. 2. View of the Samuilovo Dam from above and positions of boreholes on the dam crest
Fig. 3. Cross section of the Samuilovo Dam
395
CONSIDERATIONS OF THE DAM MECHANICAL BEHAVIOR During the construction period of the dam the materials are deposited in compacted layers. The materials of dam shoulders are coarse non-cohesive materials with very high coefficient of permeability (about 3.0 m/day) and they practically have drained behavior in all stages of construction and service of the dam. The construction layers of core clay have initial degree of saturation in range Sr = 0.8-0.9. The self weight loading raises excess pore water pressure in clay and unsaturated transient seepage is established. For the flow through unsaturated clay soil Darcy’s law is valid in a similar manner to the flow through saturated soil. But while in saturated soil the permeability is relatively insensitive to the changes in pore water pressure in unsaturated soil the permeability varies significantly with the changes in pore water pressure as the permeability depends on the amount of water stored within the soil structure (i.e. the pore volume occupied by water). The volume of water referenced to the total volume is defined as volumetric water content θw. In a model of saturated transient seepage, θw is determined by the formula θw = n . Sr, where n is porosity of soil and Sr is relative degree of saturation. In a model of unsaturated transient seepage the volumetric water content θw depends on the matric suction which is defined as the difference (ua – uw) where ua is the pore air pressure and uw is the pore water pressure. As the behavior of the dam in time is connected with changes of pore water pressure then in unsaturated model two functions have to be defined: the first function describes the relation between volumetric water content θw and matric suction (ua – uw), so called soil-water characteristic curve (SWCC), and the second function predicts changes in permeability (usually by the coefficient of permeability kf) with changes in volumetric water content θw. After reservoir impounding, the soil below the water table becomes saturated and then saturated-unsaturated consolidation analysis of the dam has to be performed. Commonly in engineering practice the saturated coefficient of permeability is determined by simple experimental procedures. Direct experimental procedures for measuring the permeability in unsaturated soil are difficult and require long period of time. Therefore different models are developed for indirect determining the permeability in unsaturated soil. The permeability function is predicted by using the measured saturated permeability and the soil-water characteristic curve (SWCC). The most widely applied models are empirical models, semi-empirical (macroscopic) models and statistical models. The empirical models obtain expressions of unsaturated coefficient of permeability by performing curve-fitting procedures on available experimental data (Gardner 1958, Weeks & Richards 1967, Davidson et al. 1969, Campbell 1974, Gillham et al. 1976, Ahuja 1980, Hillel 1982, Philip 1986, Lobbezoo&Vanapalli 2002). The macroscopic models are based on concepts of fluid mechanics and often in addition some empirical assumptions are included to derivate simple permeability function (Brooks&Corney 1964, Leong & Rahardjo 1997, Huang et al. 1998). The statistical models are the most rigorous indirect models. They consider the influence of pore-size distribution on SWCC by formulating a probability function (Van Genuchten 1980, Mualem 1986, Fredlund et al.1994, Agus et al. 2003, Krisdani et al. 2009, Ravichandran & Krishnapillai 2011). Some resent researches are focused on the problem of derivation of density-dependent permeability functions for unsaturated soils (Zhou et al. 2012, Cai et al. 2014).
396
MATERIAL PROPERTIES In 2016 investigations are conducted to determine the dam material properties. They include in situ works of soil sampling from deep boreholes and laboratory works for getting physical and mechanical soil parameters. The experimental results are compared to those obtained in 1985 and used for the design of the dam. Some increasing of the density and cohesion is established as well as decreasing of permeability of the dam materials. Special attention is paid on estimation of the hydraulic conductivity and the stiffness of the dam soils. These properties are represented by coefficient of permeability kf and Emodulus. Many parameters considerably influence on them such as particle distribution, mineralogy, water content, applied compaction energy, stress state, self-packing process. Hydraulic Conductivity Laboratory tests with fully saturated core clay specimens show decrease of the coefficient of permeability kf as a function of vertical effective stress in a manner shown in Fig. 4. 12 kf . 10-5 (m/day) 10
Experimental Curve 1 Experimental Curve 2 Experimental Curve 3 Average Curve
8 6 4 2 0 75
100
125
150
175 200 225 Vertical Pressure
250
275
300
Fig. 4 Experimental results for the hydraulic conductivity of the fully saturated core clay as a relationship between the coefficient of permeability kf and the vertical pressure
The experimental data can be generalized using a non-linear model developed by Vaughan (1989). According to this model the coefficient of permeability kf varies with the current stress level by the following logarithmic relationship: ln (kf / kf0) = -ap’
(1a)
(1b) or kf = kf0 . e(-ap’) where p’ is the mean effective stress p’ = (σ1’+ 2k0 σ3’)/3, k0 = (1 – sin φ) is the coefficient of earth pressure at rest, kf0 is the coefficient of permeability at p’ = 0, and a is a material constant.
397
For the core clay the following values of these parameters are obtained: k0 = 0.68, kf0 = 28.3E-5 m/day, a = 0.00165 m2/kN, and the equation (1b) gets the following form: kf = 28.3E-5 . e(-0.0165p’) (m/day)
(2)
Using equation (2) the reduction in conductivity with the increase of the overburden pressure during the dam construction is calculated. 0.00034 34.0
Average Experimental Curve
k f0
Fitting Linear Regression
12.0 0.00012 Ln (k f .10-5) (m/day) 0.00005 5.0
kf0=28.3 E-5 m/day
kf =28.3 E-5 . e- 0.0165 p' (m/day)
0.00002 2.0 6.1442E -6 0.61 2.2603E -6 0.23
p' 250 (kN/m2) Fig 5. Coefficient of permeability kf of the core clay varying with the mean effective stress p’ 0
50
100
150
200
The construction layers of core clay have initial value of degree of saturation in range Sr = 0.8-0.9. To obtain the initial hydraulic conductivity of the non-fully saturated clay layers the following formula is applied Lobbezoo&Vanapalli (2002): kf,unsat = Sr7.9γ. kf,sat
(3)
where kf,unsat and kf,sat is respectively unsaturated and saturated coefficient of permeability, γ is a parameter depending on plasticity index IP of the soil by the equation Lobbezoo&Vanapalli (2002): γ = 4.64 . IP + 0.71
(4)
The core clay has plasticity index is IP = 22% and then the value of γ = 1.73. By substituting in equation (3) the average value of Sr = 0.85 the correlation kf,unsat = 0.11kf,sat is found. To predict the soil-water characteristic curve (SWCC) of the core clay the following parameters are considered: type of soil, grain-size distribution, porosity, Atterberg’s limits and compressibility of the soil skeleton. Here is applied the method of Aubertin et al. (2003) developed for clay soils and based on the grain-size distribution. Core clay contents
398
0.45
1.0e-04
0.4
1.0e-05
Coeff. of permeability (m/days)
Vol. Water Content (m3/m3)
45% fines, diameter at 10% passing d10 = 0.0022 mm, diameter at 60% passing d60 = 0.02 mm. To predict the hydraulic conductivity curve the method of Van Genuchten (1980) is applied. This method is based on both SWCC and measured saturated hydraulic conductivity. The obtained curves are presented in Fig. 6.
0.35 0.3 0.25 0.2
1.0e-06 1.0e-07 1.0e-08 1.0e-09
0.15 0.01
0.1
1
10
100 1000
1.0e-10 0.01
Matric Suction (kPa)
0.1
1
10
100 1000
Matric Suction (kPa)
(a) (b) Fig. 6 Curve SWCC (a) and curve of hydraulic conductivity (b) for the core clay
Stiffness
35000
130000
30000
120000
Effective E-Modulus (kPa)
Effective E-Modulus (kPa)
Relationships between the E-modulus and the vertical pressure are experimentally established for the core clay and the shoulders material (Fig. 7). The shoulders are assumed homogeneous and the average curve of the E-modulus is developed. These relationships are used for estimating the soil stiffness according to the current stress level in the construction and serviceable period of the dam.
25000 20000 15000 10000 5000 100
200
300
Vertical Effective Stress (kPa)
400
110000 100000 90000 80000 70000 60000 100
200
300
Vertical Effective Stress (kPa)
(a) (b) Fig. 7 Relationship of E-modulus with the vertical stress: (a) Core clay; (b) Shoulders material
400
399
FE CONSOLIDATION MODEL OF THE SAMUILOVO DAM 2D finite element model of the dam is created by GeoStudio software with considering the following assumptions: (1) Saturated-unsaturated couple consolidation analysis is performed by simultaneously solving stress-deformation and seepage equations. (2) The dam shoulders have drained behavior without generation of excess pore pressure. (3) For modeling of the unsaturated behavior of the core clay soil-water characteristic curve and hydraulic conductivity curve are predicted based on experimental and theoretical investigations presented in the previous section. (4) The soil materials of the dam are modeled with elasto-plastic Mohr-Coulomb’s model. (5) The changes of the initial stiffness and the initial hydraulic conductivity due to the overburden pressure are considered according to the relationships in Fig. 7 and Fig. 5. (6) The construction of the dam is simulated by procedure of deactivating and activating of layers in the finite element mesh and changing boundary conditions. (7) Quadrilateral and triangular finite elements are used. The FE mesh and assumed construction layers are shown in Fig. 8 and Table 1.
Fig. 8 FE mesh and assumed construction layers Table 1.
Type of period Construction 1.1-1.2 Pause Construction 2.1-2.4 Service at impounding at level 182.0 m
Dam level (m) 155.0-177.8 177.8 177.8-202.7
Period (year/year) 1989-1993 1993-1997 1997-2003
Duration (days) 1460 1460 2190
Elapsed time (days) 1460 2190 5112
202.7
2003-2016
4745
9857
RESULTS OF THE CONSOLIDATION ANALYSIS The most important interpretation of the results corresponds to the behavior of the clay core. The complex processes of generation and dissipation of pore water pressure, unsaturated seepage and changes of material properties influence considerably on the history and final stress-deformation state of the dam. The values of output parameters from the analysis as E-modulus, coefficient of permeability, total vertical stress, excess pore
400
pressure and displacement are obtained for the points of the core central line (line AB in Fig. 8) and are presented graphically in Fig. 9 and Fig. 10 (point A corresponds to distance 0 m and point B to distance 73 m). Contours of the computed displacements of the dam in the end of 2016 are given in Fig.11. A scheme of the final deformed FE mesh can be seen in Fig. 12. 80
80 730 days 1460 days 2920 days 3468 days 4016 days 4564 days 5112 days 9857 days
Distance (m)
60 50 40 30
70 60 Distance (m)
70
50 40 30
20
20
10
10
0
0
0
10000 20000 30000 40000
0
(a)
3e-005
(b) 80
80
60 50 40 30
70 60 Distance (m)
730 days 1460 days 2920 days 3468 days 4016 days 4564 days 5112 days 9857 days
70
Distance (m)
2e-005
Coeff. of permeability (m/days)
Modulus (E) (kPa)
50 40 30
20
20
10
10
0
1e-005
0
100
200
300
400
T otal vertical stress (kPa)
(c)
500
0
0
100
200
300
Excess pore water pressure (kPa)
(d)
Fig. 9 Graphs of analysis results for the central line of the core in different time periods for: (a) E-modulus; (b) Coefficient of permeability; (c) Total vertical stress (d) Excess pore pressure
401
80
80 730 days 1460 days 2920 days 3468 days 4016 days 4564 days 5112 days 9857 days
Distance (m)
60 50 40 30 20 10
70 60 Distance (m)
70
50 40 30 20 10
0 -0.25 -0.2 -0.15 -0.1 -0.05 Vertical displacement (m)
0
0 -0.08 -0.06 -0.04 -0.02
0
0.02
Horizontal Displacement (m)
(a) (b) Fig. 10 Graphs of analysis results for the central line of the core in different time periods for: (a) Vertical displacement; (b) Horizontal displacement
(a)
(b) Fig. 11 Contours of displacement (m) in the end of 2016: (a) vertical; (b) horizontal
402
Fig. 12 Fragment of the final deformed FE mesh (scale factor is used) DISSCUSSION The geometry of the dam has some features that reflect on its behavior. The core is heavily inclined, at 60° to the vertical. The thickness of the core is relatively constant except its widening in the bottom part of the dam. This type of core geometry leads to “beam effect” for the core. The core “lies” on the downstream shoulder material and is loaded with the upstream shoulder material. Maximum deformations of the core are obtained in a zone right above the core widening where the core thickness is small and the load is biggest (Fig. 10, 11, 12). 90% of the final deformations are developed during the construction period. Maximum value of the vertical displacement in the dam is 34 cm and maximum value of the horizontal displacement is 10 cm. These values are calculated for the state of the dam in the end of 2016. The total vertical stresses increase during the construction period. Process of generation and dissipation of pore water pressure simultaneously develops. At the end of the construction period the excess pore pressure is about 50% of the total stresses all over the core. During the studied serviceable period the pore pressure continues to decrease and pore pressure just of 20% exists at the end of this period in a small zone at the bottom of core. Long drain wаy and reduced permeability of the clay in this part of the core are the reasons for this feature. Although the significant dissipation of pore pressure as well as the significant increasing of effective vertical pressure occurs during the serviceable period, the displacements change slightly in this period. The main reason is the great increasing of E-modulus as can be seen in Fig. 9a (the difference between two last time steps). The graphs of clay permeability in Fig. 9b clearly show the relationship of large reduction of permeability with the depth of the core. The estimation of the dam behavior is that the stress-deformation state of the dam in the end of 2016 is practically stabilized and satisfies serviceable requirements.
403
CONCLUSION The study of the Samuilovo Earth Dam behavior during the construction and the serviceable period is performed including an experimental program, an estimation of input parameters and functions for unsaturated/saturated coupled consolidation analysis and FE modeling by GeoStudio software.
REFERENCES Agus S.S., E.C. Leong, T. Schanz (2003), Assessment of statistical models for determination of permeability functions from soil-water characteristic curves, Geotechnique, 53, No. 2, pp. 279-282. Ahuja L.R., R.E. Green, S.K. Chong, D.R. Nielsen (1980). A simplified functions approach for determining soil hydraulic conductivities and water characteristics in situ. Water Resources Research, 16 (5), pp. 947-953. Aubertin M., M. Mbonimpa, B. Bussiere, R.P. Chapuis (2003). A method to predict the water retention curve from basic geotechnical properties, Canadian Geotechnical Journal. 40(6), pp. 1104-1122. Brooks R.H., A.T. Corey (1964). Hydraulic properties of porous media. Colorado State University Hydrology Paper, No. 3, 27 p. Cai G., A.N. Zhou, D. Sheng (2014). Permeability function for unsaturated soils with different initial densities. Canadian Geotechnical Journal, 51(12), pp.1456-1467. Campbell G.S. (1974). A simple method for determining unsaturated conductivity from moisture retention data. Soil Science, 117 (6), pp. 311-314. Davidson J.M., L.R. Stone, D.R. Nielsen, M.E. Larue (1969). Field measurement and use of soil properties. Resources Research, 5 (6), pp.1312-1321. Gardner W.R. (1958). Some steady state solutions of the unsaturated moisture flow equation with application to evaporation from a water table. Soil Science, 85 (4), pp.228-232. Gillham R.W., A. Klute, D.F. Heermann (1976). Hydraulic properties of a porous medium: measurement and empirical representation. Soil Science Society of America Jour., 40 (2), pp.203-207. Fredlund, D.G., A. Xing, S. Huang (1994). Predicting the permeability function for unsaturated soil using the soil-water characteristic curve. Canadian Geotech. Jour., 31, pp.929-940. Hillel D. (1982). Introduction to soil physics. Academic Press, Inc., New York. Huang S., S.L. Barbour, D.G. Fredlund (1998). Development and verification of a coefficient of permeability function for deformable unsaturated soil. Canadian Geotechnical Jour., 35 (3), pp.411-425. Krisdani H., H. Rahardjo, C. Leong (2009). Use of instantaneous profile and statistical methods to determine permeability functions of unsaturated soils. Canadian Geotechnical Jour., 2009, 46(7), pp.869-874. Leong E.C., H. Rahardjo (1977). Permeability functions for unsaturated soils. Journal of Geotechnical and Geoenviromental Engineering, 123, pp.1118-1126. Lobbezoo J.P., S.K. Vanapalli (2002). A simple technique for estimating the coefficient permeability of unsaturated soils. 55th Canadian Geotechnical Conference, Niagara Falls, Canada. Mualem Y. (1986). Hydraulic conductivity of unsaturated soils: prediction and formulas. In Methods of soil analysis. No. 9, Part 1. Edited by A. Klute. American Society of Agronomy, Madison, Wisc., pp. 799–823.
404
Philip J.R. (1986). Linearized unsteady multidimensional infiltration. Water Resources Research, 22 (12), pp.1717-1727. Ravichandran N., S. Krishnapillai (2011). A statistical model for the relative hydraulicof water phase in unsaturated soils. International Journal of Geosciences, Vol.2, No.4. Van Genuchten M.T. (1980). A closed form equation for predicting the hydraulic conductivity of unsaturated soils. Soil Science Society of America Journal, 44, pp.892-898 Vaughan P.R. (1989), "Nonlinearity in seepage problems - Theory and field observations", De Mello Volume, Edgard Blucher Ltd., Sao Paulo, pp. 501-516, Ward W.H., Samuels S.G. Weeks L.V., S.J. Richards (1967). Soil–water properties computed from transient flow data. Soil Science Society of America Proceedings, 31 (6), pp. 721–725. Zhou A.N., D. Sheng, J.P. Carter (2012). Modelling the effect of initial density on soil-water characteristic curves. Géotechnique 62(8), pp. 669-680.
405 UDC: 627.8 Stručni članak
KUTTIYADI IRRIGATION PROJECT INDICATIVE ANALYSIS ON FUNDAMENTAL STRUCTURAL PROBLEMS Zika Smiljkovic*, A. K. Dhawan** * Structural Consultant, Beograd, Serbia,
[email protected] **Egis India, DRIP Project, Central Water Commission, New Delhi, India,
[email protected] ABSTRACT Kuttiyadi Dam was a gravity structure, the combination of which is river overflow and nonoverflow segments. The length of dam excavation is approximately 190m, with maximum 30m depth. The Authors trial is to present the Indicative Analysis of Kuttyiadi Dam. The analysis comprehended one of deepest non-overflow segment, the height of which is 34,66m. It was the Authors attempt to analyze cross section of the dam, with elastic and plastic zone of their constitutive relationship. There was the Authors try, to arrange for two phases of masonry entirety of the elasto-plastic range, the lowest values (TS/C=0.6t/m2/4t/m2) until the highest one (TS/C=15t/m2/100t/m2). The lowest magnitude has given the Usual Static Conditions of Dam to be ongoing, whilst highest one, makes them consequent both to usual static, extreme static and extreme dynamic load condition of dam. It was the Authors approach to collate these two systems in one segmental view, as far as the dam is concerned. The indicative dam system was taken a priori stable for overflow until 38.44m, the spillways elevation. The system of 38.44m to 44.92m, the reservoir flood level, should be conducted via detail computation program. The dam was presented in a 2D Program. KEY WORDS: dam, static load, dynamic load, stability
INTRODUCTION This is the indicative analysis of Kuttiyadi Dam as a masonry structure, which was assigned a number of mathematical models for stability computation. The Project Identification code is: KLO7HH0026. Here below, are the main properties of the dam:
406
Table -1: Dam Features Age of Dam: 41 Years
Length of dam crest: 170.69m
Length of crest of spillway: 56.60m
Dam crest elevation: 46.85m
Spillway crest elevation: 38.44m.
Four spillway gates: H7.62m:W12.20m
Elevation of deepest spillway foundation: 10.69m
Elevation of deepest dam crest foundation elevation: 12.19m Stilling basin as energy dissipation structure
Height of spillway: 38.4410.69 = 27.75m
The deepest height of dam: 46.85-12.19 = 34.66m
Four-bay spillway, radial gated one
Original design flood of spillway was limited to 1444 m3/s. Design flood review was conducted in 2013. The updated probable maximum flood was then evaluated to be 2342 m3/s. According to Project Template, the unbalance of 1444m3/s to 2342 m3/s had to be compensated by means of additional surplus spillway structure. The updated flood routing analysis detected the reservoir water level to be elevated up to 44.92m vs 44.41m, formerly appraised. Present distress conditions: (a) excessive seepage trough dam body, (b) clogged drain holes, (c) noticeable cavities at spillway ogee surface, (d) evidence on instability of left riverbank of the dam. Original design earthquake: zone II according to former seismic map of India. Present design earthquake: zone III according to updated seismic map of India. The pick ground acceleration of 0.12g, zone III vs 0.07g, of zone II, formerly prescribed. VARIANCE OF DAM LOADING CONDITIONS The load conditions of Dam has ben construed to be usual load conditions, then extreme static one and extreme dynamic load conditions. (1) The loads associated with normal operation level of the reservoir, were adopted to constitute ‘Usual Load Conditions’ for Kuttiyadi Dam. Here, the reservoir elevation corresponding to dam spillway crest (38.44m) was specified to be normal operation level one. (2) The loads aligned with reservoir flood level or max water level of the reservoir (44.92m), were accepted to form ‘Extreme Static Load Conditions’, for Kuttiyadi Dam. Those conditions do not go in combination with vibrating loads.
407
46.85m Dam 38.44m Spill-
12.19m
(3) The loads conjugated with max Design Earthquake (0.12g), were termed to be ‘Extreme Dynamic Load Conditions’. Here, seismic coefficient method was accepted for computation of the seismic forces. The dynamic load was combined with static ones associated with normal operational level of the reservoir (38.44m). The standard response spectra taken from max PGA of natural Hazard Earthquake Maps of India, was taken as a leading threshold. That prejudiced the dam-foundation model for evaluation of lateral forces due to seismic coefficient. On the other hand, the Indian Standards prescribes linear distribution of unit inertial load for dams, by having 0.0 factors at the dam footing and that of 1.5 at the dam crest (crown). Because of software's restrictions to input variable seismic unit load, the uniform unite load of 0.12g was assumed across the dam height in lieu of that varying from 0.0 to 1.5*0.12g = 0.18g. That simplification of input seismic load is considered to be out of appreciable effect to confidence of calculated stresses and strains.
408
GEOLOGICAL CIRCUMSTANCES The literature editions and geotechnical data for dam footprints of similar geo-engineering conditions were considered whilst assessing the geotechnical strength of dam base. In addition, the DSRP statement on dam geological conditions included in Project Template, reading: “Fresh and massive granite gneiss and magmatites are exposed at the river bed portion and immediately downstream of the structure at the left flank slope”. The left flank slope beyond the dam is occupied by thick overburden and weathered rock together about 10m above the bed rock. The left flank slopes remains to be additionally investigated by the exploratory holes and additional geotechnical data. Whereas the indicative analysis of Kuttiyadi is concerned, the geotechnical parameters of the central part of dam flank were considered as interpretation of geological setting. ANALUSES OF THE MODEL Since we are talking of Indicative Analysis of Kuttiyadi Dam, we were attributed to it the one of the deepest height of non-overflow of dam: 46.85-12.19 = 34.66m. Four-bay spillway, radial gated one, with its height of 27.75m was not considered. Again, evidence on instability of left bank slope on the dam, was not taken into account. The 2D program was applied. The succeeding Phase28 accentuates the key values that would be keeping as applicable to Kuttiaydi Masonry Composite: (a) Introductory constitutive relations
Strength Factor: SF = Smax/S Where: Smax is the rock mass and rock composite strength based on Mohr-Coulomb Failure Criterion, S is the stress, imposed by gravity and external loads to dam body. (b) Prerequisites for stability limit state of dam planar profile, subjected to service loads:
409
(i)
Elastic Strength Conditions: SF, be greater than 1, with exception of local zones with reasonable exceedance of Smax. (ii) Non-linear i.e. Plastic Strength Conditions: SF, be equal or smaller than 1, when we have negative elastic strain in the plastic zone. (iii) Numerical convergence of the applied dam-foundation model. (iv) Dam is always material integrated whilst the service load actions, remains as follows: • Undamaged for usual load conditions, • Damaged for extreme load conditions the extent of which do not jeopardize the overall dam stability, the function of the reservoir and function of radial gates. Serviceability limit state method was adopted to apply for both usual and extreme load conditions. FIRST STAGE OF DAM REHABILITATION Mechanical properties were derived analogues to roller compacted concrete dams. The foregoing parameters might be reasonable applicable to a masonry dam which structural integrity process was partially deteriorated. The parameters do not reflect the present damages of Kutiyadi dam such as the cavities and seepage paths, and they presume the structural integrity of dam be brought to satisfactory level in first instance. The following are the physical and mechanical properties of concrete and rock mass of gneiss/granites: Table -2: Concrete and Geotechnical Properties
Item Volumetric Weight (γ) Modulus of Elasticity (Deformability) (E) Poisson Ratio (μ) Tension strength Cohesion (C), Peak value Angle of internal friction (φ), peak value
I Massive granite gneiss
II Weathered (blast damaged) granite and gneiss
III Masonry dam composite
IV Accumulated Silt
V Contact Joint: Masonry Dam CompositeGranite
0.025 MN/m3
0.024 MN/m3
0.0216 MN/m3
0.01 MN/m3
N/A
21 000 MPa
6 000 MPa
4 100 MPa
0.5 MPa
N/A
0.20 1.5 MPa
0.35 0.5 MPa
0.35 0.06 MPa
0.42 0.0 MPa
N/A N/A
2.5 MPa
0.5 MPa
0.4 MPa
0.01 Mpa
0.4 MPa
450
250
250
210
250
Compressive strength of cubes and mortar binder composite was assessed to be: 2.76 MPa, according to revised proposal for strengthening of Kuttiaydi Dam, from Chief Engineer to Director of Safety Directorate, 25/05/2013.
410
(1)
Usual Static Conditions of Dam
Reservoir water level conceding to spillway crests elevation at 38.44m. The crest elevation was adopted to be normal operation level of the reservoir. (i) Gravity load of dam. (ii) Gravity load of interacting rock mass. (iii) Hydrostatic load corresponding to normal operation level of the reservoir (38.44m). (iv) Uplift pressures, acting as pore pressures across the dam body and at the contact joint with rock mass. Linear distribution of piezometric pressure from dam hill to dam toe, was adopted as corresponding to present state of dam integrity. (v) Silt accumulation up to 6m from the reservoir bottom was forecasted to be generated in the following 50 years of the dam lifespan. Max downstream displacement of dam crest aggregating to 5.28mm was found to be reasonable. Absolute vast majority of Strength Factors are going above 1, meaning that the service loads have not induced dam overstressing. Only a very limited area nearby the dam hill is under overstressing (SF=0.44), that should be neglected in view of its repercussion to overall dam stability. Conclusion: The dam is assessed to be stable under the usual static load conditions. Note: The above conclusion applies solely in case the dam is appropriately integrated with consolidation grouting or other infill methods. The cavities and seepages paths within the dam should be closed. (2)
Extreme Static Load Conditions of Dam
Reservoir water level at flood is responding to elevation at 44.92m. The flood elevation was assigned to operation of the reservoir under extreme static load conditions. (1) Usual Static Load Conditions (1), Strength Factors: (1), Vertical SIGMA yy Stress (MPa):
411
5.28mm
6.00
5.62 0 2.21e-004 9.47e-003 0.02 0.03 0.04 0.05 0.06 0.06 0.07 0.08 3.13 0.09 0.1 0.11 0.12 0.13 0.14 2.74 0.15 0.16 0.17 0.18 0.19 0.27 0.27 0.27 7 0.270.27 0.27 0.270.27 0.27 0.27 0.270.27 0.19 0.270.27 0.2 3.13 0.21 0.22 0.23 0.23 0.24 4.08 0.25 0.26 0.26 0.27
6.00
5.23
4.28
0.44
5.43
3.89
2.55
2.17
3.500e-0023.500e-002
1.400e-001 1.400e-001 0 2.21e-004 9.47e-003 0.02 0.03 0.04 0.05 2.100e-001 0.06 0.06 0.07 0.08 3.500e-001 0.09 1.400e-001 0.1 0.11 0.12 0.13 0.14 4.550e-001 0.15 0.16 1.750e-001 0.17 0.18 0.19 70.27 0.27 0.27 0.270.27 0.27 0.27 0.27 0.19 0.270.27 0.2 4.550e-001 0.21 0.22 0.23 0.23 0.24 4.550e-001 0.25 0.26 0.26 0.27 4.200e-001 4.550e-001
(1), Pore Pressures Field (MPa):
2.800e-001
412
0.00
0.00 0 2.21e-004 9.47e-003 0.02 0.03 0.04 0.05 0.06 0.06 0.07 0.08 0.07 0.09 0.1 0.11 0.12 0.13 0.14 0.13 0.15 0.16 0.17 0.18 0.19 0.27 0.27 0.270.27 0.27 0.27 0.270.19 0.27 0.27 0.27 0.27 0.270.27 0.2 0.19 0.21 0.22 0.23 0.23 0.24 0.24 0.25 0.26 0.26 0.27
0.25
0.00
0.00
0.00
0.00
0.00
0.18
0.14
0.01
Notes: A very limited zone is subjected to overstressing. See SF=0.44, nearby the foundation interface. Notes: - No tensile stresses appearing across the dam body. - Compressive stresses are less than evaluated: 2.76MPa. (i) (ii) (iii) (iv)
Gravity load of dam, Gravity load of interacting rock mass, Hydrostatic load corresponding to flood operation level of the reservoir (44.92m). Uplift pressures, acting as pore pressures across the dam body and at the contact joint with rock mass. Linear distribution of piezometric pressure from dam hill to dam toe was adopted as corresponding to present state of dam integrity. (v) Silt accumulation up to 6m from the reservoir bottom was forecasted to be generated in the following 50 years of the dam lifespan. Notes to Extreme Static Load Conditions of Dam: - Linear versus non-linear model inputs for masonry composite (peak vs residual values): Friction Angle: 250 versus 200; Cohesion: 0.4 MPa versus 0.0 MPa. - A relatively appreciable tension stress level zone appeared within the foundation area and towards the bottom section of upstream face of dam. - See the areas of the zone, encompassed with: SF = - 0.93.
413
-
The reason arose to run non-linear i.e. plastic model of dam composite. Numerical model did not reach its convergence and that is the physical integrity of model, remains untenable under flood conditions.
Numerical instability of dam - foundation model of Kuttiyadi dam as stated, theoretically relates to its instability and loss of strength for the loads prevailing under flood conditions. Conclusion: The dam is assessed to be unstable under the extreme static load conditions. (3)
Extreme Dynamic Load Conditions of Dam
Reservoir water level at spillway crests elevation (38.40m). The crest elevation was adopted to be normal operation level of the reservoir. (i) (ii) (i) (ii)
Gravity load of dam, Gravity load of interacting rock mass, Hydrostatic load corresponding to normal operation level of the reservoir (38.40m). Uplift pressures, acting as pore pressures across the dam body and at the contact joint with rock mass. Linear distribution of piezometric pressure from dam hill to dam toe was adopted as corresponding to present state of dam integrity. (iii) Silt accumulation up to 6m from the reservoir bottom was forecasted to be generated in the following 50 years of the dam lifespan. (iv) Horizontal ground acceleration of 0.12g, corresponding to zone III of seismic map of India. It is to note that Westergard added water mass was neglected. Notes to Extreme Dynamic Load Conditions of Dam: - Linear versus non-linear model inputs for masonry composite (peak vs residual values): Friction Angle: 250 versus 200; Cohesion: 0.4 MPa versus 0.0 MPa. - A tension stress level zone appeared within the foundation area and towards the bottom section of upstream face of dam. - See the areas encompassed with: SF = - 0.77 and those with SF=0.42. - The reason arose to run non-linear i.e. plastic model of dam composite. Numerical model did not reach its convergence and that is the physical integrity of model remains untenable under flood conditions. Numerical instability of dam - foundation model of Kuttiyadi dam as stated, theoretically relates to its instability and loss of strength for the loads prevailing under dynamic conditions. Conclusion: The dam is assessed to be unstable under the extreme dynamic load conditions. (4)
General Conclusions about the Dam
The Dam Owner should be advised to restrict the operation regime of Kuttiyadi Dam, until E=4100MPa, μ=0.35, TS=0.06MPa, C=0.04MPa and φ=25degrees, with consolidation
414
grouting or, other infill methods applied. That is according to the No. (1), of the Usual Static Conditions of Dam. Horizontal ground acceleration of 0.12g can be absolved. The Usual Static Conditions of dam would represent one margin of dam equilibrium, which is free of the Extreme Static Load Conditions and Extreme Dynamic one. As from others two, (2) and (3), the geotechnical and concrete parameters of dam should be heightened. SECOND STAGE OF DAM REHABILITATION The Indicative Stability Analysis of Kuttiadi Dam was to establish probable threshold of rehabilitated strength parameters, which can ensure Dam stability, for extreme static and dynamic load conditions. The case study dated from Indicative Analysis, “First Stage of Dam Rehabilitation”, which had indicated possibility the Dam to lose its strength and thus its structural integrity, while being subjected to ongoing distress conditions due to simultaneously extreme static or dynamic loads. The case (A) was number (1) of the Usual Static Conditions of Dam, which demand the dam rehabilitation in order to make them competent to Nos. (2) and (3). The extreme loads were attributed to reservoir flood level (44.91m) and to max design earthquake of 0.12g PGA which corresponds to zone III of seismic map of India. Within the revised analyses (B), hereafter, the response of the Kuttiaydi Dam numerical model was to avoid testing for seismic conditions, but only for reservoir flood level load, since the analysis (B) shown the latter being more critical for stability checkups. Following the line of approach defined during the meeting with CWC earlier, a sensitivity analysis was conducted aiming to get response of numerical model to several increments of masonry strength parameters. The succeeding table illustrates the range of parameters that were assigned to the model: Table -3: Variety of Strength Parameters to Dam Interim Trials Model A Model B Model C Description
Model A
Interim Trial
Model B
Interim Trial
Interim Trial
Interim Trial
Model C
Tensile Strength (MPa)
0.06
0.06
0.15
0.20
0.25
0.50
0.06
Friction Angle (Deg)
35
35
35
35
35
35
25
Cohesion (Peak) (MPa)
0.4
0.75
1.0
1.0
1.0
1.0
0.4
Pore Pressures spreading
Full
Full
Full
Full
Full
Full
Very Limited
415
As it has already been pointed out in (see item (2) of previous sections), the strength parameters assessed then to correspond to present distress conditions of dam, appeared to have no capacity to withstand the stresses induced by extreme flood conditions. The strength factor fields of the Issue (2), have then marked off the appreciable tension zone coinciding to majority of dam‐foundation contact length and extending further upward along the upstream dam face. In addition, it is to note a decoupling gap spreading along circa 20% of dam‐foundation joint. This has pointed out potential to have generated full uplift pressure, even in the event the inspection gallery drain holes were in proper operation. The foregoing findings reconfirmed possibility of dam incompetency to respond stably to extreme flood load under present distress conditions. See, the issue (2) of previous paragraph. Now, we are currently being dealing with Model (B) of structure, i.e. the upper Threshold of Strength Parameters of Dam masonry composite, ensuring full integrity of Dam but with pore pressures acting throughout dam body (semi-impervious dam structure). Subsequent considerations made by CWC and Egis, after they had presumed possibility to achieve higher strength parameters of masonry composite after it has been rehabilitated. The planned consolidation measures are to comprise inter alia infilling the existing cavities monitored on spillway bays and dam, the sealing grouting of dam body and structural grouting of mortar joints. The aim being, to fully reinforce the existing structure and to make it homogenously re‐strengthened. In addition, the existing uplift pressure relief holes in the drainage gallery should be unplugged by reaming. To the effect, several trials were made aiming to locate the minimum values of rehabilitated masonry composite, still ensuring dam stability. See the columns designated as ‘interim trial’ in the Table 3. The iterative trials identified the boundary strength parameters (B) that should be secured for rehabilitated dam stability, being the followed: Tensile Strength 0.15MPa = 1.5kg/cm2 = 15t/m2; Friction Angle 35 degree; Cohesion 1.0MPa = 10kg/cm2 = 100t/m2. The same properties (B) are to be achieved, for dam‐foundation contact.
416
(B) Pore Pressures [MPa] Max Pore Pressures, achieved at 0.31MPa, at the bottom of Dam Although we are talking about Indicative Analysis of Kuttiyadi Dam, the foregoing dam properties (B)(TS, C, φ), are fully competent about the dam staidness and stability.
CONTRIBUTION OF IN-Standards TOWARDS MASONRY DAM CONSTRUCTION Here, it would be worth to emphasize the appropriate extracts from Indian Standards 6512‐1984 dealing with new masonry dams. Article 5.13 of the Standards:
417
(B), Strength Factors Strength Factors are greater than 6.0
Plate-4, (B), Strength Factors Plate-4, (B), Strength Factors and SIGMA 1 – Total (MPa)
(B) SIGMA 1 – Total [MPa]
418
Compressive stresses are less than evaluated (tested ones =2.76 MPa). See Plate -2, here before. “5.13 Quality and Strength of Concrete/Masonry
Plate-5, (B), SIGMA 1 – Total (MPa)
5.13.1 General – The strength of concrete/masonry shall exceed the stress anticipated in the structure by a safe margin. The minimum compressive stresses occur at the heel or toe and on planes normal to faces of dam. The strength of concrete and masonry varies with age, and the kind of cement and other ingredients and proportions in the work can be determined only by experiments”. The excerpt of Standards:
Under presumption the minimum measured compressive strength is 30MPa, the permissible tensile strength should be equivalent to 30*0.005 = 0.15MPa = 15t/m2. MEASURES CONTROLLING CURRENT STABILITY OF DAM Today, and until the dam re-strengthening and refill of cavities then, moistening of dam face would be effective, and before the pick ground acceleration of 0.12g of zone III will not appear, to implement the interim rick-reduction measures, including inter alia: (1) Perform restrictions with operation reservoir level limited to spillway crest elevation. (2) Conduct frequent monitoring and controls connected with reservoir water level.
419
The foregoing action should be finished as soon as possible. Subsequently, to undertake the dam proper rehabilitation measures, including inter alia the following steps: (3) Expedite mapping of dam damages appearing in the form of cavities, outflowing water jets, moistening of downstream dam face and stony blocks weathering. As for geophysical tomography made by Parsans (2015), to examine its stronger and weaker points and to conclude whether an addition of a new Parsans technology should be applied. (4) It should be worth to come to closer definition on lithology of dam. From suitable location of the dam, to take reasonable samples to examine stone-mortar and shear strength. (5) The left flank slope beyond the dam is occupied by thick overburden and weathered rock of 10m above, should be examined. (6) And, the other geo-mechanical and concrete parameters, that should be shown as necessary. Since we are talking about the Indicative Stability Analysis of Kuttiyadi Dam research, the following would be the Authors argumentative resolution: (7) It is true that estimate of numerical model analyses (1)(A) is may be inferior. TS=0.06MPa (0.6kg/cm2=6t/m2), C=0.04MPa (0.4kg.cm2=4t/m2) and φ=25degrees are two low, for the improved dam environment. See the items (3) to (6) beforehand. That is why the Usual Static Conditions of Dam are correctly satisfied, but the outputs for Extreme Static Load Conditions of Dam and Extreme Dynamic Load Conditions of Dam may remain untenable. (8) On the other hand, the estimate of numerical analysis (B) is to certain extent too much demanding. Tensile Strength 0.15MPa = 1.5kg/cm2 = 15t/m2; Friction Angle 35 degree; Cohesion 1.0MPa = 10kg/cm2 = 100t/m2 is too excessive, especially for the one referring to tensile strength (15t/m2) and cohesion (100t/m2). According to measured compressive strength is 30MPa, the permissible tensile strength should be equivalent to 30*0.005 = 0.15MPa = 15t/m2, according to Indian Standards 6512‐1984. Knowing that we have 41 years old dam, the values of TS and C, should be lesser in their quantified extent. Whereas the previous arguments, one could have the conclusive remarks as follows: (9) While talking about indicative studies of Kuttiyadi Dam Project, one could presume that approximate height of dam could be max 38.84m, spillway crest inclusive. With all dam refinements done, this could involve Usual and Unusual Loads, including Extreme Static Load of Dam and Earthquake Loads, satisfied. (10) Although we still sustain to indicative studies, one can keep up to 38.84m up to the crest of spillway. If a conclusion would be to go further of 38.44m to max water level of 44,92m, then the detail structural analysis of dam should be performed, comprising
420
its evaluation throughout overall span. This may include dam layouts and profiling, including the requested investigation work. Conversely, if the dam is not acquiring the tensile strength of 15 t/m2 and cohesion of 100t/m2, the appropriate self-supporting structure could be applied on downstream side of dam. CONCLUSION This is the indicative analysis of Kuttiyadi Dam as a masonry structure. The following assumption can be added thereto: (1) According to analyses, including overall dam loads, the dam accompanied with overall investigation work, can be stable according to level of 38.84, the crest of spillway. (2) Further improvement of the dam from 38.44 to 44,92m can be analyzed with full computation of dam entity, including the stress-strains calculation. The dam rock/masonry investigations should be completed. If the tensile strength of 15t/m2 and cohesion 100t/m2, were not then reached, the solution should be asked trough self-supporting structure on the backside.
REFERENCES The authors would like to acknowledge the help of officers and staff of Kuttiyadi Irrigation Project, India.
421 UDC: 624.154.042 Izvorni naučni članak
BOČNA NOSIVOST ŠIPOVA OPTEREĆENIH HORIZONTALNIM SILAMA Slobodan Ćorić, Dragoslav Rakić, Gordana Hadži-Niković, Irena Basarić Univerzitet u Beogradu, Rudarsko-geološki fakultet, Đušina 7,
[email protected] REZIME Temelji na šipovima su često izloženi značajnim horizontalnim silama. U takvim slučajevima važno je da se odredi bočna nosivost vertikalnih šipova. U radu je, pre svega, analizirana geotehnička nosivost šipova i prikazane su sledeće metode: Rankinova, Bromsova i BrinčHansenova. U vezi sa tim, a polazeći od složenih geoloških uslova koji su česti u Srbiji, smatramo da Brinč-Hansenova metoda ima prednost u odnosu na druge dve metode. Naime, ona uzima u obzir trodimenzionalne uslove u kojima se nalazi tlo oko šipa, a može da se primeni i u homogenom i u heterogenom tlu i to kako za drenirane tako i za nedrenirane uslove. Na kraju rada, dat je numerički primer određivanja geotehničke nosivosti bočno opterećenih šipova koji se koriste za fundiranje Silosa Klinkera u Beočinu. KLJUČNEREČI: vertikalni šipovi, bočna nosivost šipa, geotehnička nosivost, dozvoljeno bočno opterećenje
LATERAL CAPACITY OF PILES LOADED BY HORIZONTAL FORCES ABSTRACT Pile foundations are frequently loaded by high horizontal forces. In such cases is important to calculate the lateral capacity of vertical piles. In the paper is, first of all, analyzed geotechnical capacity of a single vertical pile under lateral loads and are presented following methods: Rankine's, Broms' and Brinch-Hansen's methods. In according with complex geological conditions, which are very often in Serbia, Brinch-Hansen's method has an advantage over the other two methods. This method, namely, includes three dimensional conditions of a surrounding soil and can be applied both to uniform and heterogeneous soils under drained or undrained conditions. Finally, worked example for the calculation geotechnical capacity of laterally loaded piles for foundations of Clinker Silos in Beocin is presented, too. KEY WORDS: vertical piles, ultimate lateral capacity, geotechnical capacity, allowable lateral load
422
UVOD Temelji građevinskih objekata fundiranih na šipovima uglavnom prenose vertikalno opterećenje, a šipovi su opterećeni aksijalnim silama pritiska/zatezanja. Međutim, ponekad su vertikalni šipovi opterećeni i značajnim horizontalnim silama koje mogu da budu posledica stalnog opterećenja, ali i vetra i/ili zemljotresa. U takvim slučajevima potrebno je odrediti i bočnu nosivost šipova. Ona je posledica horizontalnog pomeranja šipova i usled toga mobilisanja njegove čvrstoće i čvrstoće okolnog tla. Tako da bočna otpornost šipova može da bude prekoračena s obzirom na: − nosivost okolnog tla, to je tzv. geotehnička nosivost − nosivost poprečnog preseka šipa, to je tzv. konstruktivna nosivost. U ovom radu ćemo analizirati, pre svega, geotehničku nosivost šipova i, saglasno tome, obradićemo sledeće metode: Rankinovu, Bromsovu i Brinč-Hansenovu metodu. BOČNA NOSIVOST VERTIKALNOG ŠIPA Određivanje bočne/horizontalne nosivosti vertikalnog šipa opterećenog horizontalnom silom je složen inženjerski problem koji je posledica interakcije šipa i okolnog tla. Ona zavisi od čvrstoće okolnog tla, krutosti i dužine šipa kao i načina oslanjanja njegove glave. Stoga je, pre svega, potrebno da se izvrše adekvatna geotehnička istraživanja, terenska i laboratorijska, i na osnovu toga da se definiše geotehnički model terena na mestu budućeg objekta. A zatim se, na tako definisanom modelu, vrši proračun šipova. Prilikom određivanja bočne otpornosti tla oko šipa, po pravilu se čine određena uprošćenja kako bi se dobilo rešenje koje je prihvatljivo za geotehničku praksu. Neka od ovih rešenja, prikazaćemo u nastavku teksta. Rankinova metoda U geotehničkoj praksi, i ne samo našoj (Day 2006), ovaj problem se još uvek tretira ravanski (ravna deformacija) i pretpostavlja se da se pomeranju šipa, od horizontalne sile H, suprotstavlja pasivni otpor tla (Slika 1) koji se može odrediti iz sledeće jednačine (Rankine, 1857): (1) gde je:
σL – bočni otpor tla na dubini z σV – vertikalni napon na dubini z c - kohezija ϕ – ugao unutrašnjeg trenja
423
Sumiranjem horizontalnih napona po dubini i prečniku/širini šipa i rešavanjem jednačina ravnoteže koje definišu ponašanje šipa, dobija se granična horizontalna sila.
Slika 1. Rankinova metoda Figure 1. Rankin's method
Međutim, ovakav način rada predstavlja konzervativni pristup određivanju bočne nosivosti šipa, jer se prostorni problem rešava ravanski. Na taj način se zanemaruje uticaj treće dimenzije na veličinu bočnog otpora tla. Kao posledica toga, dobijaju se znatno manje sile bočnog otpora od onih koje okolno tlo može da prihvati. Bromsova metoda Broms (1964) je, na osnovu rezultata terenskih opita odredio bočnu nosivost vertikalnih šipova, fundiranih u homogenom koherentnom i nekoherentnom tlu. Pri tome je kod koherentnog tla analizirao samo slučaj nedreniranih terenskih uslova. Rezultati ovih opita su pokazali da se bočni otpor tla σL može izračunati korišćenjem sledećih jednačina: (2) (3) gde je:
cu – nedrenirana čvrstoća γ – zapreminska težina - koeficijent pasivnog pritiska ϕ – ugao unutrašnjeg trenja z – dubina na kojoj se traži bočni otpor
Jednačine (2) i (3) uključuju trodimenzionalne uslove tla oko šipa.
424
Broms je u svojim radovima (1964) analizirao kratke (krute) i dugačke (fleksibilne) šipove. Pri tome je: − kod kratkih šipova maksimalno horizontalno opterećenje Hf, koje može da se nanese na šip, ograničeno maksimalnim horizontalnim otporom koji može da mobiliše tlo oko šipa. − kod dugačkih šipova maksimalno horizontalno opterećenje Hf, koje može da se nanese na šip, ograničeno momentom savijanja koji šip može da mobiliše. Broms je definisao načine loma za kratke i dugačke šipove i to kako za šipove sa slobodnom, tako i onih sa uklještenom glavom (Slike 2 i 3).
Slika 2.Način loma šipova sa slobodnom glavom i dijagram otpornih sila kod vezanog i nevezanog tla a) kratki šip; b) dugački šip Figure 2. Failure modes for free piles and distribution of soil reactions in cohesion and cohesionless soils a) short pile b) long pile
Na ovim slikama dati su i dijagrami otpornih sila i to kako za koherentno tako i za nekoherentno tlo. U vezi sa tim treba reći da su svi šipovi kružnog poprečnog preseka prečnika D i dubine ukopavanja L. Postavljanjem odgovarajućih uslova ravnoteže, dobijaju se granične horizontalne sile Hf.
425
Polazeći od ovih jednačina, Broms je dao i dijagrame na osnovu kojih se lako mogu odrediti granične horizontalne sile i to kako za kratke (krute) tako i za dugačke (fleksibilne) šipove (Slike 4 i 5).
Slika 3. Način loma šipova sa uklještenom glavom i dijagram otpornih sila kod vezanog i nevezanog tla a) kratki šip; b) dugački šip Figure 3. Failure modes for restrained piles and distribution of soil reactions in cohesion and cohesionless soils a) short pile b) long pile
a)
kratki šip (short pile)
b) dugački šip (long pile)
Slika 4. Granični bočni otpor šipova u vezanom tlu (Broms, 1964) Figure 4. Ultimate lateral resistance of piles in cohesion soils (Broms, 1964)
426
a)
kratki šip (short pile)
b) dugački šip (long pile)
Slika 5. Granični bočni otpor šipova u nevezanom tlu (Broms, 1964) Figure5. Ultimate lateral resistance of piles in cohesionless soils (Broms, 1964)
Na slikama 4 i 5 sa Mtečenja obeležen je moment savijanja koji izaziva tečenje/lom poprečnog preseka šipa. Brinč Hansenova metoda Brinč-Hansen (1961) je predložio metodu za određivanje bočne nosivosti tla u slučaju vertikalnog šipa, širine B i dubine ukopavanja L, opterećenog horizontalnom silom H (Slika 6).
Slika 6. Brinč Hansenova metoda Figure 6. Brinch Hansen's method
Ova metoda se odnosi na kratke - krute šipove koji se pod dejstvom sile H rotiraju oko tačke O. Bočni pritisci σL uzimaju u obzir trodimenzionalne uslove u kojima se šip nalazi i
427
predstavljaju razliku bočnih pritisaka ispred i iza šipa. Veličina, ovako definisanih bočnih pritisaka, određuje se iz sledeće jednačine: (4) gde je:
σL - bočnipritisak na dubini z q=σV – vertikalni napon na dubini z c - kohezija kq i kc - koeficijenti bočnog pritiska tla
Veličina koeficijenata kq i kc se određuje iz dijagrama datih na slikama 7 i 8. Na ovim slikama, ϕ je ugao unutrašnjeg trenja.
Slika 7. Koeficijent bočnog pritiska koji zavisi od vertikalnog napona Figure 7. Earth pressure coefficients for overburden pressure
Veličina granične horizontalne sile Hf, koja deluje na šip (Slika 9), određuje se rešavanjem sledećih jednačina ravnoteže: (5) (6)
428
Slika 8. Koeficijent bočnog pritiska koji zavisi od kohezije Figure 8. Earth pressure coefficients for cohesion
Slika 9. Geotehnička nosivost šipa opterećenog horizontalnom silom Figure 9. Geotechnical ultimate resistance of pile loaded by horizontal force
429
Dozvoljena horizontalna sila Ha dobija se redukcijom Hf sa faktorom sigurnosti Fs=2-3, tj. (7) Inače dozvoljena sila Ha može da se dobije i tako što se faktori sigurnosti uvode u odnosu na parametre otpornosti na smicanje okolnog tla. Pri tome se može usvojiti da je
Korišćenjem Fc i Fϕ određuju se redukovane vrednosti ca I ϕa to jest:
Kada se, sa ovako određenim vrednostima ca i ϕa, izvrši proračun, dobija se dozvoljena horizontalna sila. Brinč-Hansen predlaže da se, u slučaju grupe vertikalnih šipova, kao ekvivalentna širina B, usvoji ukupna širina - upravna na pravac sile H (Slika 10).
Slika10. Ekvivalentna širina grupe vertikalnih šipova Figure 10. Equivalent width of group of vertical piles
Komentar Uvažavajući sve što je rečeno u ovom poglavlju o bočnoj nosivosti vertikalnog šipa, smatramo da Brinč-Hansenova metoda ima prednost u odnosu na druge prikazane postupke. Naime, ona uključuje trodimenzionalne uslove koji vladaju u tlu oko šipa, a može da se primeni u homogenom i heterogenom tlu i to kako u dreniranim tako i u nedreniranim uslovima. Ovo je od posebnog značaja u slučajevima sanacije klizišta. Pri tome, ona je vrlo jednostavna za primenu, čak i u vrlo složenim geotehničkim uslovima. U nastavku teksta prikazaćemo primenu ove metode. BOČNA NOSIVOST ŠIPOVA ZA SILOS KLINKERA U BEOČINU
430
Objekti za skladištenje klinkera u okviru fabrike cementa “Lafarge” B.F.C. Beočin, sadrže tri vertikalna silosa. Dva silosa klinkera su izgradjena ranije i imaju kapacitet od 35.000 t, dok treći silos ima kapacitet od 50.000 t. Za potrebe izgradnje ovog trećeg silosa, od strane “Hidrozavoda DTD” iz Novog Sada, izvedena su geotehnička istraživanja terena (četiri istražne bušotine SB-1 do SB-4 dubine od po 15 m iz kojih je uzeto i laboratorijski ispitano 30 uzoraka tla). Na osnovu obavljenih istraživanja, teren na lokaciji silosa je raščlanjen na tri sredine: dobro do loše granulisane peskove i dobro granulisane šljunkovite peskove debljine od 6.0-7.0 m (SW/SP i GW/SW), loše granulisane peskove sa proslojcima šljunka, debljine 7.0-8.0 m (SP, SP/GW) dok su na dubini od oko 14.0 m utvrđeni lapori. Kako su fizičko-mehaničke karakteristike prva dva sloja vrlo slične, formiran je pojednostavljeni geotehnički modela terena koji je poslužio da se uradi i numerički primer određivanja geotehničke nosivosti bočno opterećenih šipova (Slika 11).
a) b) Slika 11. a) geotehnički model terena; b) dijagram bočnih pritisaka na šip Figure 11. a)geotechnical model of terrain; b) lateral pressure diagram for pile Intenzitet horizontalne sile, koju može da prihvati šip prečnika B = 0.90 m i dužine L=10m, odredićemo primenom Brinč-Hansenove metode. Vrednosti bočnih pritisaka σL po 1 m širine i prečnika šipa, prikazane su u Tabeli 1 i na Slici 11. Tabela 1. Bočni pritisci na šip
431
Table 1. Lateral pressures for pile z (m) z/B kq q (kPa) σL=q·kq (kPa)
0 0 0 0 0
2 2.2 9 20 180
4 4.4 11.5 40 460
6 6.7 13.5 60 810
8 8.9 14.2 80 1136
10 11.1 16 100 1600
Rešavanjem jednačine (5) određuje se položaj centra rotacije šipa, odnosno dužina L0. U našem slučaju je L0 = 8.13 m. Tako da je F1 = 3769 kN, a F2 = 2353 kN. Iz uslova ravnoteže horizontalnih sila (jednačina 6) određuje se granična horizontalna sila Hf = 1416 kN. Ako usvojimo da je Fs = 2.5 onda je dozvoljena horizontalna sila Ha = 566 kN. Ona je višestruko veća od stvarne horizontalne sile koja deluje na šip i iznosi 166 kN. Napominjemo da se primenom Bromsove metode dobija Hf = 1525 kN i Ha = 610 kN. ZAKLJUČAK Objekti koji su fundirani na vertikalnim šipovima, često su izloženi značajnim horizontalnim silama. U tom slučaju treba odrediti bočnu nosivost šipova. U ovom radu smo, pre svega, analizirali geotehničku nosivost šipova tj. bočnu nosivost koja je posledica loma okolnog tla. S tim u vezi prvo je potrebno da se izvrše adekvatna geotehnička, terenska i laboratorijska istraživanja, i da se na osnovu dobijenih rezultata formira geotehnički model terena na mestu budućeg objekta. Na ovako definisanom modelu terena vrši se proračun geotehničke bočne nosivosti šipova. U vezi sa tim, treba voditi računa da je to trodimenzionalni problem i, stoga, treba da se koriste metode koje to uzimaju u obzir. Osim toga, u našoj zemlji su često prisutni i složeni geološki uslovi. Zbog svega toga, smatramo da je Brinč-Hansenova metoda vrlo pogodna za određivanje geotehničke bočne nosivosti šipova, i to kako kod fundiranja objekata tako i kod sanacije klizišta. U radu je određena geotehnička nosivost horizontalno opterećenih šipova koji se koriste za fundiranje objekta Silos Klinkera u Beočinu. S obzirom da je tlo u kome se fundiraju šipovi homogeno i nekoherentno, urađen je proračun i po metodi Brinč-Hansena i po metodi Bromsa i dobijena su dobra slaganja. Zahvalnica Ovaj rad je realizovan u okviru istraživanja za projekat TR36014 koji se finansira od strane Ministarstva prosvete, nauke i tehnološkog razvoja Republike Srbije.
432
LITERATURA: Broms, B. R.: Lateral resistance of piles in cohesive soils, Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division, ASCE, Vol 90, No. SM 2, 1964. Broms, B. R.: Lateral resistance of piles in cohesionless soils, Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division, ASCE, Vol 90, No. SM 3, 1964. Broms, B. R.: Design of laterally loaded piles, Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division, ASCE, Vol 91, No. SM 3, 1965. Canadian foundation engineering manual, 4th edition, Canadian Geotechnical Society, Calgary, Alberta, 2006. Conduto, D. R.: Foundation design "Principles and practice", Prentice Hall, New Jersey, 2001. Ćorić, S.: Geostatički proračuni, Rudarsko-geološki fakultet, časopis Izgradnja, Beograd, 2008. Day, R. W.: Foundation engineering handbook, McGraw-Hill, New York, 2006. Hansen, J. B.: The ultimate resistance of rigid piles against transversal forces, Danish Geotechnical Institute, Bulletin No. 12, Copenhagen, 1961. Meyerhof, G. G. and Ranjan, G.: The bearing capacity of rigid piles under inclined loads in sand: Vertical piles, Canadian Geotechnical Journal, No. 9, pp. 430-446, 1972. Milović, S.: Interakcija tla i šipa opterećenog horizontalnom silom i momentom, Magistarska teza, Rudarsko-geološki fakultet Beograd, 1996. Meyerhof, G. G.: Behaviour of pile foundations under special loading conditions: 1994 R. M. Hardy keynote address, Canadian Geotechnical Journal, No. 32, pp. 204-222, 1995. Poulos, H. G. and Davis, E. H.: Pile foundation analysis and design, John Wiley & Sons, New York, 1980. Rakić, D.: Geotehnički činioci i njihov uticaj na nosivost i sleganje vertikalno opterećenih šipova, Magistarska teza, Rudarsko-geološki fakultet Beograd, str. 193., 1997. Reese, C.L. and Van Impe, W: Single Piles and Pile Groups Under Lateral Loading, CRC Press, Taylor & Francis Group, London, 2011. Tomlinson, M. J.: Foundation design and construction, The Pitman book, London, 1980. Tomlinson, M. J. and Woodward, J. C.: Pile design and construction practice, CRC Press, Boca Raton, 2015.
433 UDC: 624.154.046 Stručni članak
PROBNO OPTEREĆENJE I NOSIVOST ŠIPOVA Ø1200 IZLOŽENIM SILAMA DO 9000 kN Spasen Gjorgjevski, Bojan Susinov, Sead Abazi, J. Br. Papić Univerzitet „Sv. Kiril i Metodij“, Građevinski fakultet, bul. Partizanski odredi br.24, Skoplje, R. Makedonija,
[email protected] REZIME Na deonici autoputa Koridora VIII kroz zapadni deo R. Makedonije, u fazi izrade je veliki broj mostova. Deo njih je fundiran na šipovima, pri čemu su vršena i probna opterećenja. U radu su prezentovani pojedini rezultati ispitivanja za utvrđivanje nosivosti šipova uz pomoć specijalne čelične platforme u okviru naučnog projekta koji je Građevinski fakultet u Skoplju realizovao u saradnji sa građevinskim kompanijama uključenim u radovima. Pri tome, detaljnije će biti opisan postupak probnog opterećenja šipa Ø1200 mm, dužine 16 m i projektovane nosivosti 9000 kN. Kako bi se utvrdila ultimativna nosivost šipa, vršeno je i numeričko modeliranje preko kalibriranja modela za ispitana opterećenja. KLJUČNE REČI: Probno opterećenje, šipovi, interakcija, nosivost, numerička analiza
TEST LOADING AND BEARING CAPACITY OF PILES Ø1200 LOADED UP TO 9000 kN ABSTRACT There have been many bridges in execution phase at the western part of R. Macedonia where the highway of Corridor VIII passes. Some of them are founded on piles, where also test loadings are performed. The paper presents part of the results from these tests conducted in order to determine the bearing capacity of the piles with special steel platform. These were done as a part of the scientific research which the Faculty of Civil Engineering – Skopje is realizing with the support of the involved contractors. Particularly attention will be dedicated to piles with Ø1200 mm, length 16 m and designed capacity of 9000 kN. In order to determine the pile’s ultimate bearing capacity, numerical modeling was performed with parallel calibration according to the test findings. KEY WORDS: Test loading, piles, interaction, bearing capacity, numerical analysis
434
UVOD U okviru naučnog projekta „Terensko i numeričko ispitivanje za opredeljivanje nosivosti temeljnih konstrukcija u specifičnim geotehničkim uslovima“, gde učestvuju Građevinski fakultet i kompanije GRANIT, TRANSMET i FAKOM iz Skoplja, predviđena su ispitivanja nosivosti šipova ispod mostova na autoputu Kičevo-Ohrid koji je u fazi izgradnje i gde vladaju kompleksni geološki, hidrogeološki, seizmički i drugi uslovi. Predviđena je metodologija gde se pažnja obraća analizi rezultata iz direktnih eksperimentalnih merenja na terenu primenom posebne platforme koja služi kao kontraopterećenje. Metodologija biće opisana u radu, kao i korišćeni postupci. OPIS OBJEKTA I USLOVA NA TERENU Most preko koga će ceo postupak istraživanja biti opisan nalazi se na stacionaži km 9+105 u blizini Kičeva. Predviđeno je da se gradi konzolnim postupkom, a fundiran je na 56 šipova povezanih pločom 23.6х31.0 m. Ovakva konstrukcija prenosi opterećenja sa dva stuba za oba pravca autoputa. Za probno opterećenje odabran je šip br. 16 koji ima prečnik 1200 mm, dužinu 16 m i projektovanu nosivost od 9000 kN (slika 1). Prema Elaboratu iz geotehničkih istraživanja i ispitivanja, kao i iskustvom stečenim tokom izvođenja šipova, konstatovano je da se na lokaciji nalaze grafitični škriljci u čijim je pukotinskim sistemima glinovit materijal ispod kojih je homogena sredina predstavljena karbonatno-grafitičnim škriljcima izraženo velike otpornosti i debljine od 30 m. Na slici 2 prikazana je lokacija vijadukta, gde se mogu primetiti složeni geološki uslovi.
Slika 1. Pozicija temelja i šipa za probno opterećenje Figure 1. Position of the foundation and test pile
METODOLOGIJA ISPITIVANJA Saglasno Pravilniku za fundiranje građevinskih objekata, ali i preporukama u EN, ASТМ i drugoj svetskoj regulativi, obavezno se predviđa da se ispitivani šip optereti maksimalnom projektovanom silom koja u ovom slučaju iznosi 9000 kN. Da bi se ispitivanje moglo
435
sprovesti za tako velika opterećenja, bilo je neophodno projektovati čeličnu platformu od ukrštenih greda koja će povezati četiri susedna ankerna šipa tovarenih na zatezanje i tako formirati reakcijski sistem dovoljnog kapaciteta da primi opterećenja kojima je potrebno optovariti probni šip prilikom ispitivanja (slika 3).
Slika 2. Prikaz složenih geoloških uslova na lokaciji ispitivanja Figure 2. Complex geological features at the test zone
Slika 3. Izgled reakcijskog sistema u toku ispitivanja Figure 3. Photo of the reaction system during the test
436
Ispitivanje je sprovedeno prema ASTM 1143 pri čemu je usvojen postupak sa tri stepena opterećenja i rasterećenja saglasno pripremljenom Programu gde je sila 100% od prognoziranog projektnog kapaciteta. Nanošenje opterećenja vrši se pomoću sistema od 10 hidrauličkih presa jedinačnog kapaciteta od 1000 kN tj. ukupno 10000 kN. One su postavljene na glavu šipa preko podložne ploče i vezani su preko hidrauličkih creva u merni instrument preko koga se kontroliše ukupni pritisak u celom sistemu. S obzirom da su prese povezane u jedinstven sistem preko razvodnika, prilikom pumpanja one istovremeno nanose silu na platformu, reakcijski sistem i šip. Praćenje sleganja šipa tokom nanošenja sile u stepenima vrši se preko tri digitalna mikrometra postavljenih osovinsko-simetrično na donju poklopnu ploču. Rezultati za naneto opterećenje i deformacije šipa prate se odgovarajućom opremom u realno vreme (slika 4).
Slika 4. Merna oprema Figure 4. Measuring equipment
REZULTATI Prema Programu, u prvom koraku vršeno je opterećenje šipa silom koja iznosi 50% od projektovane (4500 kN) stepenom od 10% (900 kN) i poštujući kriterijum da su deformacije <0.25m/h, nakon čega se pristupa nanošenju sledećeg stepena. Posle dostizanja 50% iznosa projektovane sile, vršeno je rasterećenje do 900 kN stepenom od 10%. Sledeće povećanje opterećenja vršeno je do 6300 kN, posle čega je sila redukovana do 900 kN, da bi se zatim vršilo konačno opterećenje do 9000 kN i rasterećenje do 0 kN (slika 5). Kao što se dalje može videti, prvi ciklus opterećenja do 4500 kN trajao je 350 min kada je realizovano sleganje od 0.96 mm, da bi drugi do 6300 kN bio vršen još 160 min kada je šip slegao 1.27 mm (nelinearno povećanje deformacija od 27% za povećanje sile od 40%, usled ojačanja materijala), dok se završna sila dostigla nakon ukupno 880 min ispitivanja kada je postignuto sleganje od 2.08 mm (za prirast sile od 43%, sleganje šipa je povećano za skoro 64%). Deformacije su merene i tokom rasterećenja, pa se tako prilikom prvog javlja elastična komponenta od oko 0.40 mm, a nakon drugog registrovane su 0.62 mm elastične i 0.65 plastične deformacije. Iz krive vremenskog razvoja sleganja određena je tačka tečenja i maksimalne granične deformacije u sistemu šip-tlo.
437
10000
P [KN] 0
9000
1000
2000
3000
4000
5000
6000
7000
8000
9000
10000
0,0
8000
7000
0,5
p [kN]
6000
1,0
4000
3000
s [mm]
5000
1,5
2000
1000
2,0
0 1000
800
600
t [min]
400
200
0 2,5
Slika 5. Dijagrami opterećenje-vreme (levo) i opterećenje-sleganje (desno) tokom realizacije ispitivanja Figure 5. Load-time (left) and load-setllement (right) graphs during test procedure
NUMERIČKO MODELIRANJE PROBLEMA Osnovni cilj numeričkog modeliranja je proceniti ultimativni kapacitet šipa na osnovu ranije kalibriranog modela zaopterećenja do 9000 kN, imajući u vidu ograničenja opreme da se šip optereti silama približno jednakim ultimativnim. U prvom koraku urađeno je kalibriranje geotehničkg modela softverom AllPile v6.5, tj. povratna analiza za dobijanje fizičko-mehaničkih i otpornosno-deformabilnih parametara koji će dati maksimalno sleganje šipa u iznosu od 2.08 mm. Tako je dobijeno da su isti u okviru usvojenih u projektu koji iznose γ=25 kN/m3, φ=32°, c=200 kPа, E=3000 МPa, k=100000 kN/m3, υ=0.3. Na slici 6 prikazana je zavisnost sleganja i opterećenja šipa, odakle se uviđa da ultimativna sila iznosi nešto manje od 24 MN.
Slika 6. Dijagram zavisnosti sila-sleganje kod ispitivanog šipa Figure 6. Force-setllement graph for tested pile
438
ZAKLJUČCI Iz sprovedenog ispitivanja šipa koje je trajalo 16 sati, kao i iz nalaza tokom analiza postignutih rezultata, može se jasno sagledati da projektna opterećenja izazivaju relativno mala sleganja šipa, čime se daje još jedna potvrda nosivosti šipa. Oni su manji od prognoziranih u projektu što se duguje promenljivim materijalnim karakteristikama stenskog i polu-stenskog materijala, kao i tome da su u pitanju stojeći šipovi. Prema standardima, kao i pozitivnoj praksi, dozvoljena sleganja za ovakvu konstrukciju sa statički neopredeljenim sistemom ne smeju biti veća od 50 mm, dok diferencijalna trebaju biti manja od 5 mm. U konkretnom slučaju, ni jedan ni drugi kriterijum nisu dostignuti. Dodatno je urađena 3D numerička analiza celog temelja sa šipovima uzimanjem u obzir interakcije gornje konsturkcije i temelja sa okolnom sredinom, koji su rezultati u najvećem delu potvrdili projektne pretpostavke. Zahvalnica Autori izražavaju zahvalnost učesnicima naučno-istraživačkog projekta: Građevinski fakultet – Skoplje i građevinskim kompanijama DG GRANIT, TRANSMET DOO i AD FAKOM iz Skoplja koji su dali naročit doprinos u realizaciji projekta. LITERATURA: Naučen proekt: terensko i numeričko modeliranje za opredeluvanje na nosivost na temelni konstrukcii vo specifični geotehnički uslovi. Univerzitet “Sv. Kiril I Metodij”, Gradežen fakultet – Skopje. Skopje, 2016 . Susinov B., Josifovski J.: Izveštaj od terensko ispituvanje: probno tovarenje na kol Ø1200 mm od temeli na vijadukt na km 9+105 na avtopat A2 Kičevo – Trebeništa – Ohrid, delnica Podvis – Preseka, stolb R2, kol br. 16. Stručna dokumentacija na Gradežen fakultet – Skopje. Skopje, 2016. Gjorgjevski S., Jovanovski M.: Završno mislenje za nosivosta na kolovi so analitički presmetki za dokaz na nosivosta vrz osnova na rezultati od probno tovarenje. Stručna dokumentacija na Gradežen fakultet – Skopje. Skopje, 2017. Finn W.D.L., Fujita N.: Piles in liquefiable soils: seismic analysis and design issues. Soil Dynamics and Earthquake Engineering 22 (2002) 731–742. www.elsevier.com/locate/soildyn
439 UDC: 624.131.37 Stručni članak
ANALIZA BOČNO OPTEREĆENIH ŠIPOVA PRIMENOM REZULTATA DMT OPITA Dušan Berisavljević*, Vladimir Filipovića, Slobodan Ćorić**, Dragoslav Rakić** *
Saobraćajni Institut CIP, Beograd Rudarsko-geološki fakultet, Univerzitet u Beogradu, email:
[email protected]
**
REZIME U radu je prikazana primena rezultata DMT opita kod određivanja p-y krivih koje se koriste u analizi bočno opterećenih šipova. Utvrđeno je da primena odgovarajućeg modela tla (koherentno ili nekoherentno) kojim se opisuje zavisnost između otpora tla i pomeranja (p-y zavisnosti) ima ključan značaj za ,,uspešnu” predikciju pomeranja glave šipa. U tom smislu posebno je značajan indeks materijala ID koji služi za određivanje vrste tla iz DMT opita na osnovu koga se vrši izbor modela za analizu. Ukazano je na određene nedostatke primene rezultata DMT opita dobijenih ispitivanjem u prašinama eolskog porekla kod analize horizontalno opterećenih šipova, ali i način da se ti nedostaci otklone. KLJUČNE REČI: šipovi, otpor tla, pomeranje, les
ANALYSIS OF LATERALLY LOADED PILES USING DMT RESULTS ABSTRACT Application of DMT results for determination of p-y curves used for lateral pile response analysis is shown. It is emphasised that most important step for successful lateral pile respond prediction is application of appropriate soil model used to describe dependence of soil resistance and pile deflection. For that purpose material index (ID) used for soil type determination from DMT has very important role. Drawback of DMT results obtained in eolic silts is highlighted, as well as recommendation to overcome this drawback. KEY WORDS: piles, lateral soil resistance, lateral deflection, loess
440
UVOD P-y metoda je opšta metoda za analiziranje bočno opterećenih šipova kojom mogu da se uzmu u obzir kombinovani uticaji vertikalnog i horizontalnog opterećenja, opterećenja koje deluje na određenoj površini duž stabla šipa, efekti puzanja tla u okolini šipa, nelinearno ponašanje tla i nelinearno ponašanje šipa prilikom savijanja. Uticaju bočnih opterećenja šip se odupire otpornošću materijala od koga je napravljen i otporima tla koje deluje u suprotnom smeru od pomeranja, slika 1. Otpor tla je nelinearna funkcija pomeranja, a pomeranje zavisi od otpora koje je tlo u stanju da aktivira. Zato analiza bočno opterećenih šipova predstavlja problem interakcije tlo-šip. Model šipa opterećenog horizontalnom silom i momentom prikazan je na slici 1. Tlo je predstavljeno oprugama koje definišu nelinearnu zavisnost između otpora tla i pomeranja. Ponašanje bočno opterećenog šipa opisuje se sledećom diferencijalnom jednačinom (Heteny, 1946): (1) Pri čemu je: Px-aksijalno opterećenje šipa, y-bočno pomeranje šipa na rastojanju x posmatrano u odnosu na vrh šipa, p-otpor tla po jedinici dužne, EI-krutost na savijanje i wpritisak duž stabla šipa (usled zemljanih pritisaka, vode i sl.). Prikazana jednačina rešava se numerički najčešće metodom konačnih razlika (MKR) ili metodom konačnih elemenata (MKE). Komercijalni softveri za analizu bočno opterećenih šipova najčešće koriste MKR za rešavanje diferencijalne jednačine (LPILE-www.ensoftinc.com; ALLPILEwww.civiltech.com; COM624-FHWA, 1993) i MKE (FLPier-https://bsi.ce.ufl.edu).
Slika 1. Model bočno opterećenog šipa U radu je korišćen softver LPILE pri čemu su p-y krive definisane u 40 tačaka duž šipa (u prvih 6 m na svakih 20 cm, što odgovara intervalu merenja DMT opita). P-y zavisnosti
441
određene su iz rezultata DMT opita primenom metode za nekoherentno i koherentno tlo koju predlažu Robertson i sar. (1989). Pločasti dilatometar (DMT) je često korišćen opit za određivanje deformacijskih parametara i parametara smičuće čvrstoće tla na osnovu empirijskih korelacija. DMT opitom se određuju tri prelazna parametara preko jednačina 2 do 4. (2) (3) (4) Oznake u jednačinama imaju sledeće značenje: ID-indeks materijala, ED-dilatometarski modul, KD-indeks horizontalnog napona, p0-korigovano prvo (A) čitanje na manometru, p1korigovano drugo (B) čitanje na manometru, σv0’-vertikalni efektivni napon na dubini ispitivanja. Indeks materijala ukazuje o kojoj vrsti tla se radi (pesak, prašina ili glina). Njegova uloga je važna s obzirom da određuje koja će se jednačina koristiti za određivanje geotehničkih parametara što je uglavnom automatizovan proces. Detaljnije o prikazanim parametrima i načinu izvođenja opita može se naći u Marchetti i sar. (2001). Gabr i Borden (1988) i Robertson i sar. (1989) daju metode za određivanje p-y krivih primenom rezultata DMT opita. Marchetti i sar. (1991) vrše proveru te dve metode navodeći da metoda Robertson-a daje pouzdane rezultate. Almeida i sar. (2011) primenjuju obe metode na lateritska tla i uvode korekcije za određene parametre u postupku kalibracije sa terenskim opitima. Oni navode da metoda Robertsona za koherentna tla ne daje zadovoljavajuć rezultat u tlu koje su ispitivali. PRIMENA p-y METODE NA HORIZONTALNO OPTEREĆENE ŠIPOVE Osnovni parametar potreban za analizu horizontalno opterećenih šipova je modul reakcije tla (Epy), koji predstavlja odnos otpora tla (p) i pomeranja šipa (y) na određenoj dubini. Modul reakcije tla je funkcija dubine i horizontalnog pomeranja šipa. Jedna od mogućih zavisnosti između otpora tla i pomeranja za monotono statičko opterećenje prikazana je na slici 2. Modul se definiše kao nagib sečice p-y krive. Sa slike se vidi da je za početni deo krive Epy približno konstantan dok sa povećanjem pomeranja ima tendenciju da opada. Deo krive od a do b ukazuje da otpor tla raste sa povećanjem pomeranja ali sa manjom brzinom prirasta do trenutka dok ne dostigne približno konstantnu vrednost. Zbog izrazite nelinearnosti ne postoji opšte prihvaćeno analitičko rešenje za taj deo krive već se on opisuje empirijski na osnovu rezultata brojnih terenskih istraživanja (Reese i Van Impre, 2011). Kada dostigne graničnu vrednost pu otpor tla ostaje konstantan što omogućava njegovo određivanje analitičkim rešenjima.
442
Slika 2. Definicija Epy i zavisnost od pomeranja DMT P-Y METODA Analogija između naponsko-deformacijske zavisnosti određene na uzorcima tla u laboratorijskim uslovima (triaksijalni opit) i p-y zavisnosti ukazuje da p-y krive mogu da se odrede iz parametara koji definišu naponsko-deformacijsku zavisnost. Matlock (1970) predlaže jednačinu kubne parabole, prikazanu na slici 3, za određivanje p-y zavisnosti u glini:
(5) Pri čemu granična veličina otpora tla (pu) i pomeranje potrebno da se mobiliše polovina graničnog otpora (yc) zavise od nedrenirane čvrstoće (su) i oblika naponsko-deformacijske krive (parametara deformabilnosti).
Slika 3. Kubna parabola za opisivanje p-y zavisnosti sa deformacijskim ojačanjem (Robertson i sar., 1989)
Robertson i sar. (1989) navode da jednačina 5 ima primenu kod tla koja pokazuju deformacijsko ojačanje u uslovima kratkotrajnog statičkog opterećenja i na taj način jednačini daju širi značaj. Primarni parametri koji treba da se odrede da bi jednačina 5 mogla da se primeni su pu i yc. U tabeli 1 prikazane su jednačine za određivanje pu i yc prema preporukama koje daju Robertson i sar. (1989).
443
Tabela 1. Jednačine za određivanje parametara kubne parabole iz DMT opita vrsta tla yc pu
Napomena
koh. (ID≤1) nekoh. (ID>1)
koristi se manja od dve vrednosti
Oznake u tabeli imaju sledeće značenje: D-prečnik šipa, φ’-ugao smičuće čvrstoće peska, Fφempirijski faktor za pesak (=2/0.15), Fc-empirijski faktor za glinu (=10), Kp-koeficijent pasivnog pritiska tla, Ka-koeficijent aktivnog pritiska tla, k0-koeficijent pritiska tla u stanju mirovanja (=0.7), Np-bezdimenzioni koeficijent za granični otpor tla (≤9), J-empirijski koeficijent (=0.5), x-rastojanje (posmatrano od vrha šipa), β=45+ φ’/2.
Iz tabele 1 može se videti da parametri čvrstoće i deformabilnosti imaju glavnu ulogu kod definisanja p-y krivih. Ti parametri mogu direktno da se odrede iz DMT opita primenom ,,uobičajenih” korelacija koje predlažu Marchetti i sar. (2001). Bitan činilac koji utiče na primenu prikazanih jednačina je upotreba ID za određivanje vrste tla (koherentno ili nekoherentno tlo). Prema Robertson i sar. (1989) granica koherentno-nekoherentno tlo je definisana sa ID=1. U radu ta granica je pomerena na ID=1.2 s obzirom da je to uobičajena vrednost ispod koje se primenjuju korelacije za cu. Uticaj ID na analizu horizontalno opterećenog šipa kasnije će biti posebno naznačen prilikom validacije rezultata. GEOTEHNIČKI MODEL TERENA Geotehnički model terena sa rezultatima DMT opita i položajem šipa u tlu prikazan je na slici 4. Ovaj model je karakterističan i za šire i za uže istražno područje na lokaciji TE Kostolac B. Površinske delove izgradjuju kvartarni sedimenti različite geneze, dok podinu čine stariji sedimenti Pliocena. Kod bočno opterećenih šipova najveći uticaj na analizu imaju površinski slojevi tla (posmatrano od vrha šipa) cca 6-10 prečnika šipa (Reese i Van Impre, 2011). Zato je u tom delu bitno odabrati odgovarajući p-y model (tabela 1) na osnovu ID. U konkretnom primeru površinske slojeve izgrađuju prašinasti lesoliki i glinoviti sedimenti (sredine 2 i 3 na slici 4). Sa slike 4 može se videti da su lesoliki sedimenti (prva 4.0 m) na osnovu ID klasifikovani kao pesak. Berisavljević i sar. (2014), Berisavljević i sar. (2015), Lutenegger i Donchev (1983), Hamamdshiev i Lutenegger (1985), Devincenzi i Canicio (2001), Mlynarek i sar.(2015) i dr. pokazali su da se les i lesoliki sedimenti, na osnovu ID, klasifikuju grubozrnije u odnosu na USCS klasifikaciju (CL) koja je zasnovana na fizičkim karakteristikama. Ovu očiglednu neusaglašenost potrebno je uzeti u obzir prilikom interpretacije rezultata DMT opita i njihove primene u analizi bočno opterećenih šipova. Analiziran je CFA šip prečnika 0.6 m, dužine 16.6 m.
444
Slika 4. Geotehnički model terena
REZULTAT I DISKUSIJA Računska kriva dobijena je tako što se prethodno definisanom modelu šipa i tla nanosi horizontalno opterećenje u inkrementima od 30 kN na vrhu šipa (10 inkremenata). Na ovaj način granični uslovi odgovaraju statičkom probnom opterećenju, odnosno šipu sa ,,slobodnom glavom”. Uporedni prikaz izmerenog pomeranja glave šipa (šipovi S1, S2 i S3) i računskog pomeranja određenog primenom jednačina iz tabele 1 prikazan je na slici 5. Linija sa nazivom ,,nekokoherentno F=2” i ,,nekokoherentno F=0.15” prikazuje zavisnost koja se dobije kada se primene jednačine iz tabele 1 za nekoherentno tlo sa empirijskim faktorom Fφ=2 i Fφ=0.15. Dakle, u prvih 1.2 m od vrha šipa primenjene su jednačine za nekoherentno tlo s obzirom da ID ukazuje na to s tim što se menja Fφ koji kontroliše veličinu parametra deformabilnosti. Sa slike 5 može se videti da su u oba slučaja dobijena znatno manja pomeranja u odnosu na izmerena što je posledica većeg otpora tla (modula reakcije) koji se dobija primenom jednačine za nekoherentno tlo. Takođe, može se videti da koeficijent Fφ prilično utiče na veličinu pomeranja vrha šipa. Prikazani rezultat je na strani nesigurnosti. Ukoliko se međutim, primene jednačine za koherentna tla (linija sa nazivom ,,koherentno“) veličina izračunatih pomeranja približno odgovara izmerenim što je prikazano na slici 5. Iz ovoga se može videti da ID ne treba da bude jedini parametar na osnovu kog se vrši odabir jednačina koje se primenjuju za definisanje p-y zavisnosti. Oblik računski određene krive gotovo je identičan sa krivom koja je dobijena ispitivanjem šipa S1. ZAKLJUČAK Dosadašnje iskustvo u primeni rezultata DMT opita za analizu bočno opterećenih šipova pokazuje da metoda Robertson i sar. (1989) daje pouzdane rezultate. U okviru metode vrši se izbor jednačina između koherentnog ili nekoherentnog tla kojima se definišu p-y zavisnosti. Taj izbor je uslovljen veličinom ID koji je pokazatelj vrste tla iz DMT opita. U
445
radu je pokazano da ID ne treba da bude jedini parametar na osnovu koga se vrši odabir jednačina koje se primenjuju za definisanje p-y zavisnosti. To se odnosi na rezultate dobijene ispitivanjem na manjim dubinama (<2.5 m) i u lesu. Preporuka je da su u tim situacijama koriguje ID prema rezultatima laboratorijskih ispitivanja. Dosadašnje iskustvo ukazuje da primena rezultata DMT opita na analizu bočno opterećenih šipova na lokaciji TE Kostolac B daje pouzdan rezultat kako za mala tako i za velika pomeranja glave šipa.
Slika 5. Izmereno i računsko pomeranje vrha šipa u zavisnosti od nanetog opterećenja
LITERATURA Almeida M.A., Miguel M.G., Teixeira S.H.C. 2011. Horizontal Bearing Capacity of Piles in a Lateritic Soil. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, Vol. 137, No. 1, January 1, 2011. Berisavljevic D., Berisavljevic Z., Čebašek V., Šušić N., 2014. Characterisation of collapsing loess by seismic dilatometer. Engineering Geology 181, 180–189. Berisavljević D., Rakić D., Šušić N., 2015. SDMT – a Tool for in Situ Identification of Collapsible Soils. Proc. 3rd Int. Conf. on the Flat Dilatometer DMT'15, Roma, pp 457-463. Devincenzi, M.J., Canicio, M., 2001. Geotechnical characterization by in situ tests of a loess-like deposit in its natural state and after saturation. Proc. International Conference on In-Situ Measurement of Soil Properties and Case Histories, Bali, Indonesia, 159-166. Gabr M.A., Borden R.H., 1988. Analysis of load deflection response of laterally loaded piers using dilatometer test (DMT). ISOPT-1, Orlando, Proc. Vol. 1, pp 513-520.
446
Hamamdshiev K.B. and Lutenegger A.J, 1985. Study of OCR of loess by flat dilatometer. Proc. 11th Int. Conf. SMFE, San Francisco, 4, 2409-2414. Lutenegger A.J., Donchev P., 1983. Flat Dilatometer Testing in Some Meta-Stable Loess Soils. Proceedings of the International Symposium on In-Situ Testing for Soil and Rock Properties, Vol. 2, pp. 337-340. Marchetti, S., Monaco, P., Totani, G., Calabrese, M., 2001. The flat dilatometer (DMT) in soil investigations (ISSMGE TC16). Proc. International Conference on In-Situ Measurement of Soil Properties and Case Histories, Bali, Indonesia, 95–131. Marchetti, S., Totani, G., Calabrese, M. & Monaco, P. (1991). "P-y curves from DMT data for piles driven in clay". Proc. 4th Int. Conf. on Piling and Deep Foundations, DFI, Stresa, Vol. 1, 263272. Matlock, H. (1970). "Correlation for Design of Laterally Loaded Piles in Soft Clay". Proc. II Offshore Technical Conf., Houston, TX, Vol. 1, 577-594. Mlynarek Z., Wierzbicki J., Manka M., 2015. Geotechnical Parameters of Loess Soils from CPTU and SDMT. Proc. 3rd Int. Conf. on the Flat Dilatometer DMT'15, Roma, pp 481-488. Reese L.C. i Van Impe W. 2011. Single piles and pile groups under lateral loading. 2nd Edition, CRC Press. Robertson, P.K., Davies, M.P. & Campanella, R.G. (1987). "Design of Laterally Loaded Driven Piles Using the Flat Dilatometer". Geot. Testing Jnl., Vol. 12, No. 1, Mar., 30-38.
447 UDC: 624.15 2(497.113) Stručni članak
ZAŠTITA GRAĐEVINSKE JAME KONSTRUKCIJOM TIP „GRADITELJ NS“ SA SNIŽAVANJEM NPV NA LOKACIJI NAUČNOTEHNOLOŠKOG –PARKA U NOVOM SADU Ivan Vasić, Maksim Jovanović, Dejan Jevtić, Nikica Ninković G.P. „GRADITELJ NS“ Rumenački put 2, Novi Sad
[email protected] ;
[email protected] REZIME U radu je prikazan način zaštite građevinske jame sa snižavanjem nivoa podzemne vode. Zaštita građevinske jame je vršena montažnom AB konstrukcijom koju građevinsko preduzeće G.P. „GRADITELJ NS“ iz Novog Sada već duži niz godina uspešno primenjuje. Pored toga data je analiza cena za različite sisteme zaštite građevinske jame u konkretnom slučaju. Prednost primenjenog sistema zaštite građevinske jame je ekonomski, brzina izvođenja na terenu i primena jednostavne opreme za izvođenje koju poseduje svako veće preduzeće koje se bavi izvođenjem zemljanih radova. KLJUČNE REČI: zaštita građevinske jame, snižavanje NPV, ekonomska računica, uobičajena građevinska oprema
PROTECTION OF THE EXCAVATION PIT WITH THE CONSTRUCTION TYPE ”GRADITELJ NS” WITH THE GROUND WATER LOWERING AT THE SCIENTIFIC-TECHNOLOGICAL PARK IN NOVI SAD ABSTRACT This Study presents the Method Statement of protection of the construction pit with the lowering of the groundwater level. The protection of the construction pit has been carried out with the RC structure of the construction company GP "GRADITELJ NS" Novi Sad which has been successfully applied for many years. In addition, the price analysis for different systems of protection of the construction pit for this specific case was provided. The advantages of the implemented Method Statement for the protection of the construction pit are: economical, the speed of work execution and the application of simple equipment for execution, which is owned by every major enterprise engaged in earthworks execution. KEY WORDS: construction pit protection, groundwater lowering, economic side, usual work equipment
448
UVOD Na uglu Bulevara Cara Lazara i Fruškogorske ulice, pored studenskog doma u Novom Sadu projektovan je naučno tehnološki park. Objekat je armirano betonski, površine u osnovi cca 5050m2, spratnosti Su+Pr+4-6. Fundiranje objekta je na temeljnoj ploči promenljive debljine od 90-150cm sa kontrakapitelima na mestu stubova. Dubina iskopa građevinske jame je od 4,50 do 5,15m. Iskop građevinske jame je vršen u prašinastim i prašinastopeskovitim materijalima po čitavoj dubini. Projektom za izvođenje zaštite građevinske jame je predviđeno pobijanje larssen talpi dužine 10m. GP „ GRADITELJ NS“ ja izvršio izmenu projektnog rešenja i zaštitu građevinske jame vršio montažnom AB konstrukcijom tip „GRADITELJ NS“ koja je na licu mesta monolitizovana. U zavisnosti od dubine iskopa primenjena su dva tipa zaštitne konstrukcije. Tokom radova na montaži zaštitne konstrukcije i fundiranja objekta snižavanje NPV vršeno je sistemom depresionih bunara Φ350/225 dubine 18m raspoređenih po obodu građevinske jame. Dispozicija zaštitne konstrukcije sa položajem depresionih bunara data je na slici br. 1., a poprečni preseci na slici br. 2 i 3. Ukupna dužina zaštitne konstrukcije iznosi cca 310,0m od čega je zaštitna konstrukcija TIP-1 cca 240,0m i TIP-2 cca 70,0m. Prosečna dubina iskopa građevinske jame je cca 4,80m, a ukupna količina iskopa V=24.240,00m3. Period izvođenja radova je od decembra 2016. godine do početka maja 2017. god. Radovi na zaštiti i iskopu građevinske jame, sa svim dodatnim i nepredviđenim radovima, su efektivno trajali 92 dana. Nivo podzemne vode, u trenutku izvođenja radova, je bio na koti cca 74,0mnm te je za potrebe iskopa i zaštite jame bilo potrebno sniziti NPV za cca 3,0m. Radovi na snižavanju NPV tokom izrade zaštitne konstrukcije i zemljanih radova su trajali cca 60 dana. TEHOLOGIJA IZVOĐENJA ZAŠTITNE KONSTRUKCIJE Pre bilo kakvih radova na terenu deo AB elemenata zaštitne konstrukcije je proizveden u pogonu za prefabrikaciju i kada su dovoljno odležali transportovani su na gradilište. Preostali AB elementi su se proizvodili paraleno u skladu sa napredovanjem radova na terenu. Radovi na iskopu i zaštita građevinske jame odvijali su se u sledećim fazama: - FAZA I - Iskop prve faze širokog otkopa sa paralelnim bušenjem depresionih bunara - FAZA II – Iskop jame za kontrafore i njihova montaža - FAZA III – Montaža AB platana i izrada AB horizontalnih serklaža - monolitizacija - FAZA IV – Iskop druge faze otkopa na projektovanu kotu, izrada šljunčanog tampon, betoniranje podložnog betona i obzide montažne konstrukcije Dubina prve faza širokog otkopa zavisi u principu od stanja na terenu (NPV, udaljenosti susednih objekata, mogućnosti raspoloživih građevinskih mašina itd.). U kontretnom slučaju vršen je široki iskop u nagibu 1:1 do 1,0m iznad NPV, tj. kote cca 75,00mnm. Po završetku iskopa prve faze vršen je iskop za kontrafore uz adekvatnu podgradu na mestima gde je to potrebno. U iskopanu jamu postavljao se montažni AB stub i betonirala se stopa. Po završetku betoniranja stope vršeno je zatrpavanje jame - kontrafora zemljom iz iskopa. Postupak se ponavljao sve dok se nije ugradio određeni broj kontrafora da bi druga iskopna mašina mogla da počne sa spuštanjem AB platana – FAZA III. Mašinskim iskopom i
449
K-1
ručnim potkopavanjem, AB talpe se spuštaju jedna za drugom tako da zasečeni bok iskopa nikada nije otvoren. Po završetku montaže jednog polja vrši se zatrpavanje zemljom iz iskopa tog polja i počinje se sa radovima na sledećem polju. Na taj način obezbeđena je adekvatna dinamika radova sa minimalnom radnom snagom koju su činile dve brigade sastavljene od po dva radnika i sa jednom iskopnom mašinom adekvatnog kapaciteta. Po završetku montaže AB platana na određenoj deonici pristupilo se izradi AB serklaža, tj. monolitizaciji zaštitne konstrukcije. Kada je kompletirana jedna deonica počelo se sa iskopom do projektovanih kota sa paralelnom izradom šljunčanog tampona i betoniranja podložnog betona. Sa napredovanjem radova na izradi podložnog betona vršena je i izrada obzide montažne konstrukcije unutar polja (između kontrafora).
Zaštitna konstrukcija TIP-1: - od K-17 do K-26 - od K-29 do K-89
K-10
Zaštitna konstrukcija TIP-2: - od K-1 do K-17 - od K-26 do K-29 - od K-89 do K-100
B6 kota iskopa 72.34 mnm
11
5,8
m kota terena 77.50 mnm
kota iskopa 72.34 mnm
K-89
kota iskopa 71.55 mnm
kota iskopa 72.94 mnm
B1
K-60
K-70
B4
B3
106,65 m
K-43
kota iskopa 71.55 mnm
kota iskopa 71.55 mnm
K-50
K-80
B2
Slika 1. Dispozicija zaštitne konstrukcije sa položajem depresionih bunara Figure 1. Position of the protective structure with the position of depression wells
13,27 m
K38
kota iskopa 72.49 mnm
K-76
29,26 m
B5
K29
kota iskopa 72.94 mnm
K26
13,69 m
K-1
7
29,36
m
0
K-42
450
73.30
90 10 90
73.24
72.94 90
76.49
74.20 73.30 72.24
Q-188
72.24 200 290
72.34 80
220 300
80
40
260
40
80
220 300
80
290 150 50 200
Presek stubova
73.24
90 90
50 12 38
40 20
12
74.20
7020100 100 100 35 101 70 35 101 320 101 425 526
100 100 100 35 101 300 35 101 380 101 335 101 425 526
76.49
77.50
77.50
50
AB ploèa zaštita HI d=6 cm HI podložni beton d=10cm šljunak d=20cm -
Slika 2. Poprečni presek zaštitne konstrukcije TIP-1 Figure 2. Cross-section of protective structure TYPE-1
90
230 320
Presek stubova 40 20
71.54
Q-188
72.34 80
220 300
80
40
260
40
80
220 300
80
80 20 120 120 120 35 101 35 101 450 10 495 101 596
72.64
14
71.04
73.30 72.70
230
71.54
50 12 38
72.34
72.64
74.20
90
73.30 72.70
76.49
50
74.20
77.50
320 180
76.49
77.50
90
50
7020 120 120 120 35 35 101 80 20 360 10 450 35 101 50 100 395 101 50 495 101 50 596
AB ploèa zaštita HI d=6 cm HI podložni beton d=10cm šljunak d=20cm -
Slika 3. Poprečni presek zaštitne konstrukcije TIP-2 Figure 3. Cross-section of protective structure TYPE-2
451
~77.50
78.0
1: 1
77.0 76.0
75.00
75.0
Slika 4. Grafički prikaz faze I – široki iskop Figure 4. Phase I graphic display - wide excavation
346
74.0 73.0 72.0
75.0
250
1: 1 75.00
74.0 73.0 72.0 71.0
71.04
71.54 320
320
80
300 220
75.00
~77.50
80
71.0
71.54
71.04
76.0
596
75.00
346
75.0
250
76.0
~77.50
78.0 77.0
596
77.0
~77.50
metalne talpe sa razupiraèima
1: 1
78.0
Slika 5. Grafički prikaz faze II – iskop za kontrafore i montaža kontrafora Figure 5. Graphic Phase II - Excavation for counterforts and mounting of counterforts ~77.50
75.0
75.00
AB platno 1
76.0 75.0
74.0
74.0
73.0
73.0
72.0
72.0
71.0
71.0
250
AB platno 2
250
76.0
77.0
1: 1
77.0
~77.50
78.0 1: 1
78.0
75.00
Slika 6. Grafički prikaz faze III – montaža AB platana i izrada AB serklaža Figure 6. Phase III graphic display - installation of RC canvas and production of RC ring beams
452
~77.50
78.0 1: 1
77.0 76.0 75.0 74.0 72.64
73.0 72.0
72.34
71.0
Slika 7. Grafički prikaz faze IV – iskop na projektovanu kotu, tampon šljunak i podložni beton Figure 7. Graphical overview of phase IV - excavation, tampon gravel and underlying concrete
ANALIZA TROŠKOVA IZGRADNJE Analizom troškova izgradnje obuhvaćeni su sledeći načini zaštite građevinske jame: - projektovano rešenje obezbeđenje iskopa sa Larssen talpama, - izvedeno rešenje zaštitnom konstrukcijom tip “GRADITELJ NS”, - šipovi sa AB platnima i - dijafragme. Uporedna analiza je vršena za zemljane radove uključujući i podložni beton, zaštitu građevinske jame i snižavanje NPV. Kod svih sistema zaštite iskopa NPV se snižava depresionim bunarima, na isti način uz različito trajanje radova na crpljenu. Tabela 1. Pregled troškova u slučaju projektovanog rešenja - Larssen talpe uklještene u tlo Zemljani radovi i podložni beton jed. mere m³ m³ m³ m³
količina 25.728,00 1.488,00 1.072,00 505,00
jed. cena 3,00 9,00 24,00 65,00
ukupno 77.184,00 13.392,00 25.728,00 32.825,00
Zaštita građevinske jame Larssen talpe dužine 10m
m²
3.200,00
80,00
256.000,00
Snižavanje NPV Bušenje bunara sa odvodom Rad bunara na snižavanju
kom dan
8,00 40,00
2.700,00 420,00
21.600,00 16.800,00
sve ukupno =
443.529,00 €
Iskop sa odvozom Zatrpavanje peskom Tampon šljunak d=20cm Podložni beton MB20
453
Tabela 2. Pregled troškova u slučaju konstrukcije "GRADITELJ NS" Zemljani radovi Iskop sa odvozom Zatrpavanje peskom Tampon šljunak d=20cm Podložni beton MB20
jed. mere m³ m³ m³ m³
količina 24.395,00 155,00 1.010,00 505,00
jed. cena 3,00 9,00 24,00 65,00
ukupno 73.185,00 1.395,00 24.240,00 32.825,00
Zaštita građevinske jame Konstrukcija TIP-1 Konstrukcija TIP-2 Snižavanje NPV (3 bunarske pumpe)
m m dan
240,00 70,00 20,00
354,00 410,00 180,00
84.960,00 28.700,00 3.600,00
Snižavanje NPV Bušenje bunara sa odvodom Rad bunara na snižavanju
kom dan
8,00 40,00
2.700,00 420,00
21.600,00 16.800,00
sve ukupno =
287.305,00 €
Tabela 3. Pregled troškova u slučaju bušenih AB šipova Φ400 + AB platna Zemljani radovi jed. mere
količina
Iskop sa odvozom
m³
24.240,00
jed. cena
ukupno
3,00
72.720,00
Zatrpavanje peskom
m³
0,00
9,00
0,00
Tampon šljunak d=20cm
m³
1.010,00
24,00
24.240,00
Podložni beton MB20
m³
505,00
65,00
32.825,00
m
310,00
700,00
217.000,00
Zaštita građevinske jame Bušeni AB šipovi 10m + AB platna Snižavanje NPV Bušenje bunara sa odvodom
kom
8,00
2.700,00
21.600,00
Rad bunara na snižavanju
dan
40,00
420,00
16.800,00
sve ukupno =
385.185,00 €
Tabela 4. Pregled troškova u slučaju dijafragma zida d=40cm Zemljani radovi Iskop sa odvozom Zatrpavanje peskom Tampon šljunak d=20cm Podložni beton MB20
jed. mere m³ m³ m³ m³
količina 24.240,00 0,00 1.010,00 505,00
jed. cena 3,00 9,00 24,00 65,00
ukupno 72.720,00 0,00 24.240,00 32.825,00
454
Zaštita građevinske jame Dijafragma zid d=40cm, dužine 10m Snižavanje NPV Bušenje bunara sa odvodom Rad bunara na snižavanju
m² kom dan
3.100,00
135,00
418.500,00 €
8,00 40,00
2.700,00 420,00
21.600,00 16.800,00
sve ukupno =
586.685,00 €
U konkretnom slučaju analiza cene je pokazala da je zaštita građevinske jame konstrukcijom tip “GRADITELJ NS” najpovoljniji sistem zaštite. Zaštita jame sa Larssen talpama je skuplja za cca 50%, bušenim šipovima za 35%, a sa dijafragmom 100%. ZAKLJUČAK U ovom slučaju su ispoljene sve prednosti zaštitne konstrukcije tip “GRADITELJ NS” kako u tehničkom tako i u ekonomskom smislu. Prefabrikacija montažnih AB elemenata može da krene mnogo ranije od samih radova na terenu što ne zavisi od dobijanja potrebnih dozvola za početak radova. Elementi montažne konstrukcije su jednostavni i ne zahtevaju posebne uslove za montažu na terenu. Ekonomska analiza različitih uobičajenih sistema zaštite građevinske jame, je pokazala, da za dubinu građevinske jame cca 5,0m, sistem zaštite konstrukcijom tip “GRADITELJ NS” je jeftiniji od 35 do 100%. Mehanizacija korištena za zaštitu građevinske jame je uobičajena, koju poseduje svako veće preduzeće koje se bavi zemljanim radovima. Za druge vidove zaštite građevinske jame potrebna je specijalizovane oprema koju poseduju preduzeća koja se isključivo bave tom vrstom posla. LITERATURA: [1] Maksim J.; Mirjana H.; “Zaštita građevinske jame-neka praktična iskustva”, str. 253-258, Zbornik radova sa drugog naučno-stručnog savetovanja “Geotehnički aspekti građevinarstva Soko Banja 2007. [2] M. Jovanović; I. Vasić.; „Tehnologija iskopa i zaštite duboke građevinske jame za vinski podrum u Sremskim Karlovcima”, str. 249, Zbornik radova sa četvrtog naučno-stručnog savetovanja “Geotehnički aspekti građevinarstva Zlatibor 2011. [3] Projekat zaštite građevinske jame za potrebe izgradnje Naučno-tehnološkog parka u Novom Sadu, broj projekta 706-E-09/16, septembar 2016. godine, GP „GRADITELJ NS“ [4] Projekat snižavanja nivoa podzemne vode za potrebe izgradnje Naučno-tehnološkog parka u Novom Sadu, broj projekta 707-E-09/16, septembar 2016. godine, GP „GRADITELJ NS“ [5] Elaborat o geomehaničkim uslovima izgradnje objekta tehnološkog parka Fakulteta Tehničkih Nauka u Fruškogorskoj ulici u Novom Sadu, broj elaborata 01-192/278, Fakultet Tehničkih Nauka u Novom Sadu
455 UDC: 624.137.5.046 Prethodno saopštenje
OPTIMALIZACIJA FAKTORA STABILNOSTI KOD VISOKIH POTPORNIH ZIDOVA Azra Špago*, Adi Obad**, Toni Nikolić*** * Univerzitet “Džemal Bijedić” Mostar, Građevinski fakultet, Sjeverni logor, BiH,
[email protected] ** Društvo za inženjering i projektovanje “Geos” d.o.o Zenica, BiH *** Federalni zavod za geologiju, Sarajevo (
[email protected]) REZIME Projektanti i inženjeri koji su u izvođenju, susreću se sa visokim zasjecima i kosinama, u kojima je veoma često tlo loših geotehničkih parametara, te se mora izvršiti zamjena tla i primjeniti visoki betonski potporni zidovi. U ovome radu se za konstantnu visinu zida od 9,75 m i konstante geotehničke karakteristike tla varijantisalo sa oblikom zida (4 različita oblika gravitacionih zidova, 6 različitih oblika a.b. zidova) kako bi se dobili zidovi sa manjom vlastitom težinom (ekonomičnost), pri čemu su se smanjivali (optimalizirali) faktori sigurnosti, a da su pri tome vrijednosti tih faktora još uvijek veće od dozvoljenih. KLJUČNE RIJEČI: visoki potporni zidovi, faktori stabilnosti, optimalizacija, ekonomičnost.
OPTIMIZATION OF STABILTY FACTOR IN HIGH RETAINING WALLS ABSTRACT Designers engineers and contractors, come up with high cuts and slopes, often with soils of poor parameters, and need to replace the soil and use high concrete retaining walls. In this paper, for a constant wall height of 9,75 m, the constant geotechnical characteristics of the soil varied with the shape of the wall (4 different forms of gravity walls, 6 different forms of reinforced concrete walls) in order to obtain walls with lower own weight (economics), reduced (optimized) safety factors, while the values of these factors are still higher than allowed. KEY WORDS: high retaining walls, stability factor, optimization, economics.
UVOD Kod projektovanja i građenja saobraćajnica, objekata visokogradnje, osiguranja nestabilnih kosina i sl., projektanti i inženjeri koji su u izvođenju susreću se sa visokim zasjecima i kosinama, u kojima je veoma često tlo loših geotehničkih parametara i gdje su nepovoljne
456
hidrogeološke prilike, te se moraju primjeniti visoki betonski potporni zidovi (visine 5-10 m). Kako je jedan od ciljeva svakog projektovanja i izvođenja i ekonomičnost kod projektovanja ovakvih zidova teži se da se dobiju što manje vlastite težine odnosno potrebna količina betona, uz zadovoljenje stabilnosti zida na prevrtanje, klizanje, nosivosti tla i globalne stabilnosti tla i zida. PRORAČUN FAKTORA STABILNOSTI ZA RAZLIČITE OBLIKE VISOKIH POTPORNIH ZIDOVA Na dionici puta je zadat profil na kojem se zbog visoke padine, loših geotehničkih parametara tla i nepovoljnih hidrogeoloških prilika predviđa izrada potpornog zida visine 9,75 m i zamjena tla iza zida sa nasipom od kamenog materijala. Izvršiće se optimalizacija faktora sigurnosti na prevrtanje, klizanje, nosivosti na kontaktu temelj – tlo i globalne stabilnosti izborom odgovarajućeg oblika visokog betonskog zida. Naime, za konstantnu visinu betonskoga zida od 9,75 m i konstantne geomehaničke karakteristike tla varijantisaće se sa oblikom zida (4 različita oblika gravitacionih zidova, 6 različitih oblika a.b. zidova) kako bi se dobili zidovi sa manjom vlastitom težinom (ekonomičnost), pri čemu će se smanjivati (optimalizirati) faktori sigurnosti, a da pri tome vrijednosti tih faktora još uvijek budu veće od dozvoljenih. Proračun će se provesti preko programskog paketa GEO5 (
[email protected]). U analizi su primjenjene: klasična metoda preko koeficijenata sigurnosti i Eurocode-a 7, projektni pristup 1 (Obad, 2016). Na slici 1. je dat jedan od razmatranih oblika, ostali oblici su prikazani u tabelama 1. i 2.
0,70 0,70
9,75 9,75
9,05 9,05
5,00:1
1,50 1,50
9,75 9,75
2,50 2,50
0,70 0,70
4,70 4,70
Slika 1. Geometrija konstrukcije Figure 1. Geometry of structure
Predviđa se zamjena tla sa nasipom od kamenog materijala slijedećih geomehaničkih parametara: jedinična težine: γ = 19,00 kN/m3; ugao unutrašnjeg trenja: φ = 40,00°; kohezija: cef = 0,00 kPa; ugao trenja konstrukcija -tlo: δ = 26,67°.
457
Tabela 1. Tabelarni pregled rezultata proračuna različitih oblika gravitacionog potpornog zida Table 1. Tabular overview of the results of different forms of gravity retaining wall Tip potpornog zida: Gravitacioni potporni zidovi
Vlastita težina W (kN/m’)
Prevrtanje: 2,22 >1,5 / 65,7%
1,00 1,00
Klizanje:103,79 >1,5 / 37,4%
2,36 2,36
Zid GZ1
5,00:1
8,08 8,08 9,75 9,75
5,00:1 2,20 2,20
Faktori stabilnosti prema klasičnoj metodi / Stepen iskorištenosti (%) prema EC7
7,39 7,39
W = 401,70 kN/m’
2,62 2,62
1,00 1,00
Nosivost tla: 2,09>1,50 / 81,3% Globalna stabilnost tla i zida (Metoda Bishop-a): 2,35 > 1,50 / 53,1%
1:5,00 3,34 3,34
Prevrtanje: 2,43 > 1,50 / 55,9%
1,00 1,00
Zid GZ2 9,75 9,75
7,96 7,96 5,00:1
W = 502,46 kN/m’
1,70 1,70 2,59 2,59 1,00 1,00
1,79 5,00:1 1,79
Klizanje: 21,79 > 1,50 / 33,1% Nosivost tla: 1,72 > 1,50 / 84,9% Globalna stabilnost tla i zida (Metoda Bishop-a): 2,35 > 1,50 / 53,1%
1:5,00 3,93 3,93
1,00 1,00
7,83 7,83
Zid GZ3
2,00:1
9,75 9,75
W = 754,27 kN/m’
4,92 4,92 1,00 1,00
1,92 6,00:1 1,92 1:5,00 4,60 4,60
Prevrtanje: 3,60 > 1,50 / 37,9% Klizanje: 1000 > 1,50 / 17,8% Nosivost tla: 1,55 > 1,50 / 87,7% Globalna stabilnost tla i zida (Metoda Bishop-a): 2,42 > 1,50 / 51,7%
458
Prevrtanje: 3,24 > 1,50 / 40,8%
0,80 0,80
Zid GZ4 7,68 7,68 10,00:1
20,00:1
W = 456,48 kN/m’
9,75 9,75 1,90 1,90 1,95 1,951,00 1,00 1,10 1,10
2,07 2,07
Klizanje: 23,25 > 1,50 / 26,5% Nosivost tla: 1,60 > 1,50 / 86,5% Globalna stabilnost tla i zida (Metoda Bishop-a): 2,61 > 1,50 / 47,9%
1:5,00 4,85 4,85
Tabela 2. Tabelarni pregled rezultata proračuna različitih oblika a.b. potpornog zida Table 2. Tabular overview of the results of different forms of reinforced concrete wall Tip potpornog zida: Armirano-betonski potporni zidovi
Vlastita težina W (kN/m’)
0,40 0,40
Faktori stabilnosti prema klasičnoj metodi / Stepen iskorištenosti (%) prema EC7
Prevrtanje: 3,30 > 1,50 / 39,2% Klizanje: 5,16 > 1,50 / 42,6%
9,1210,00:1 9,75 9,75 9,12
1,63 1,63
Zid A.B.1
Nosivost tla: 1,51 > 1,50 / 90,4%
W = 290,23 kN/m’
Globalna stabilnost tla i zida (Metoda Bishop-a): 2,25 > 1,50 / 55,6%
2,80 2,80
0,63 0,63
1,00 1,00 0,50 0,50 5,74 5,74
0,70 0,70
Prevrtanje: 2,73 > 1,50 / 48,9% Klizanje: 3,91 > 1,50 / 54,7%
9,12 9,75 9,75 9,12
5,00:1
1,63 1,63
10,05 10,05
2,80 2,80
0,63 0,63
0,93 0,93 0,50 0,50 5,13 5,13
Zid A.B.2
Nosivost tla:1,69 > 1,50 / 80,1%
W = 244,15 kN/m’
Globalna stabilnost tla i zida (Metoda Bishop-a): 1,99 > 1,50 / 62,8%
459
Prevrtanje: 2,38 > 1,50 / 56,6%
0,70 0,70
Klizanje: 3,13 > 1,50 / 65,1% 9,75 9,75
Zid A.B.3
Nosivost tla: 1,60 > 1,50 / 84,7%
W = 240,62 kN/m’ 2,50 2,50
Globalna stabilnost tla i zida (Metoda Bishop-a): 2,14 > 1,50 / 58,5%
0,50 0,50
Prevrtanje: 3,06 > 1,50 / 42,7%
9,05 9,05
5,00:1
1,50 1,50
9,75 9,75
0,70 0,70
4,70 4,70
1,00 1,00 0,30 0,30 0,80 0,80 9,12 9,75 9,75 9,12
8,00:1
1,60 1,60
Klizanje: 3,49 > 1,50 / 54,9% Zid A.B.4
Nosivost tla: 1,54 > 1,50 / 87,8%
W = 340,37 kN/m’
Globalna stabilnost tla i zida (Metoda Bishop-a): 2,01 > 1,50 / 62,2%
2,50 2,50
0,63 0,63 5,74 5,74
Prevrtanje: 2,22 > 1,50 / 59,1%
0,50 0,50 0,50 0,50
Klizanje: 4,10 > 1,50 / 47,2%
9,25 10,00:1 9,75 9,75 9,25
Zid A.B.5 W = 274,14 kN/m’
3,65 3,65 0,50 0,50
Nosivost tla: 0,64 < 1,50 / 213,0% Globalna stabilnost tla i zida (Metoda Bishop-a): 2,40 > 1,50 / 52,1%
5,03 5,03
Prevrtanje: 3,22 > 1,50 / 40,1%
0,40 0,40
Zid A.B.6 9,75 9,75
9,12 9,12
W = 285,60 kN/m’
10,00:1
1,63 1,63
2,80 2,80
0,63 0,63
5,74 5,74
Klizanje: 3,91 > 1,50 / 50,4% Nosivost tla: 1,54 > 1,50 / 87,5% Globalna stabilnost tla i zida (Metoda Bishop-a): 2,25 > 1,50 / 55,5%
460
ZAKLJUČAK Nakon uvida u rezultate analize, koja je obuhvatila 4 gravitaciona i 6 a.b. potpornih zidova, može se zaključiti sljedeće:
Najmanja vlastita težina W = 240,62 kN/m’dobivena je za a.b. potporni zid T-oblika, sa oznakom A.B.3. Tijelo zida je nageto prema padini, kontaktna površina temelja i tla je ravna (bez zuba na temelju ili zakošene površine temeljne stope). Visina zida 9,75 m, širina temeljne stope 4,7 m, debljina tijela zida 0,7 m.
Vrijednosti koeficijenata sigurnosti za usvojeni zid: prevrtanje 2,38; klizanje 3,13; nosivost tla 1,6 i globalna stabilnost tla i zida 2,14, što je sve veće od dopuštenog koeficijenta sigurnosti 1,5.
Vrijednosti stepena iskorištenosti (EC7) za usvojeni zid: prevrtanje 56,6%; klizanje 65,1%; nosivost tla 84,7% i globalna stabilnost tla i zida 58,5%.
A.B. potporni zid pod oznakom A.B.5 koji ima L - oblik nije zadovoljio nosivost tla. U analizi se pokušao dobiti zadovoljavajući koeficijent sigurnosti za nosivost tla, međutim za konstantnu visinu zida 9,75 m, širina temeljne stope koja bi zadovoljila ovu provjeru stabilnosti bila je puno veća od 5 m, što ne bi bilo ekonomično.
Svi razmatrani gravitacioni zidovi imaju zakošenu temeljnu stopu koja povećava trenje, iz čega proizilazi visok koeficijent sigurnosti protiv klizanja ovih zidova.
Također, a.b. zidovi sa zubom na temeljnoj ploči (A.B.2 i A.B.1) imaju veći koeficijent sigurnosti protiv klizanja od zidova istog oblika bez zuba na temeljnoj ploči (A.B.3 i A.B.6).
Analiza je pokazala da za konstantnu visinu zida i konstantne geomehaničke karakteristike tla visoki gravitacioni potporni zidovi imaju veće vlastite težine, dok se kod a.b. potpornih zidova ta vlastita težina smanjuje, uz optimalizaciju koeficijenata sigurnosti. Razlog tome je što armatura preuzima dio pritiska od zemljane mase.
LITERATURA: Obad A.: Optimalizacija faktora stabilnosti kod visokih potpornih zidova, master rad. Univerzitet „Džemal Bijedić u Mostaru“ Građevinski fakultet (2016).
[email protected]
461 UDC: 624.154 Pregledni stručni rad
APPLICATION INCLINED PILES IN A SEISMIC PRONE AREA, USEFUL OR NOT? Radomir Folić*, Asterios Liolios ** * University of Novi Sad, F TS, CE and G, Novi Sad, Serbia.
[email protected]
** Democritus University of Thrace, Dept. Civil Engineering, Xanthi, Greece,
e-mail:
[email protected]
ABSTRACT Raked piles are often used in seismic areas for foundation of bridges, ports, and other engineering structures. The performance of a raked pile is beneficial or detrimental in seismic areas. In this paper, a wide list of literature, which refers to the behavior of batter piles in seismic areas, is given. The results of experimental and numerical studies of behavior of the piles in a group containing inclined piles, under seismic actions, are presented. In the end, brief recommendations and conclusions related to the application of piles in seismic areas are summarized. KEY WORDS: batter piles, seismic areas, beneficial, detrimental, soil-structure interaction
PRIMENA KOSIH ŠIPOVA U SEIZMIČKIM ZONAMA DA ILI NE ? REZIME Kosi šipovi se često koriste, u seizmičkim područjima, za fundiranje mostova, luke i druge nženjerske konstrukcije. Performanse kosih šipova, u ovim područjima, mogu biti delotvorne ili nepovoljne. Ovde je uz širi popis literature, koja se odnosi na ponašanje kosih šipova u seizmičkim uslovima. Sažeto su prikazani rezultati eksperimentalnih i numeričkih istraživanja ponašanja, šipova u grupi koja sadrži kose šipove, pod seizmičkim dejstvima. Na kraju su ukratko iznete preporuke i zaključcu vezani za primeu kosih šipova u seizmičkim područjima. KLJUČNE REČI: kosi šipovi, seizmička dejstva, delotvornost, interakcija konstrukcija tlo
INTRODUCTION In the case of the foundations which are laterally loaded, the soil resistance of the upper part of vertical piles, in soft soil, is very low. The reason for employment of raked piles is a more efficient resistance to horizontal forces. The seismic role of inclined piles (also called raked or battered piles) has been considered detrimental, and the codes required that such
462
piles be avoided. For instance, the French Seismic Code (AFPS 90) states flatly that “Inclined piles should not be used to resist seismic loads” (Giannakou, et al. 2009). The seismic Eurocode EC8-5, is little less restrictive, starting: If inclined piles are used, they should be designed to safely carry axial loads as well as bending loads. Inclined piles are not recommended for transmitting lateral loads to the soil (Clause 5, 4.2 (5)). Piles should in principle be designed to remain elastic, but may under certain conditions be allowed to develop a plastic hinge at their heads (Fig. 1). The regions of potential plastic hinging should be designed according to EN 1998-1; Cl. 5.8.4. Such piles are subjected to “parastatic” bending stresses due to soil densification caused by an earthquake and/or soil consolidation under static conditions (pile in soft clay layers on which external loads are placed). Such piles (in old tradition) may induce large alternative forces onto the pile cap, which may thereby experience significant distress. When the inclination of the piles is not symmetric, a permanent rotation may develop due to different stiffness of the pile group in each direction of seismic actions. (Mylonakis& Gazetas) proposed that inclined piles may, at least in certain cases, be beneficial rather than detrimental both for the structure they support and the piles themselves.
Fig. 1. Failure mechanism by formation of plastic hinged in the piles and in the pier Slika 1. Mehanizam loma formiranjem plastičnih zglobova u šipovima i stubu (Madabhushi, 2010
Some examples of negative performances are Port of Oakland, in the Loma Prieta earthquake, Port of Los Angeles during Northridge earthquake (Morcia et al.2014), and field evidence from 1995 Mw 6.9 Kobe earthquake reveals that one of the few quay-walls of the Kobe harbour was a composite wall supported by batter piles, while nearby walls built on vertical piles suffered very severe damage. This paper provides an extensive list of literature referring to batter piles behavior in seismic conditions. There are concisely presented results of experimental and numerical research of behavior of piles in a group, composed of inclined piles, under seismic action.
463
Also analyzed and presented are some provisions of the documents treating these issues as well as EN 1998-5, which refers to geotechnical aspects and foundation engineering in seismic areas. On this basis some recommendations and conclusions related to implementation of inclined piles in seismic areas have been made. RESPONSE OF A GROUP OF PILES AND DISTRIBUTION LOADS Piles are usually constructed in a group, and single piles are seldom constructed. In the case of the piles in a group, it is necessary to evaluate to what extent the mean load bearing capacity of pile in a group is lower than the bearing capacity of an individual pile. Behavior of piles in a group depends on the stiffness, type and stratification of the soil, stiffness of a pile and ratio of the pile length to its diameter L/d, mutual distance between the piles s/d, arrangement pattern of piles in a group n x m, degree of fixation of piles in the caps, incident angle of the load in respect to the group, dissipation of the wave into the piles-soil system. The types of the piles and their effective lengths also have an effect: they can be either friction pile or toe pile. The effective length a pile describes the pile behavior in a failure state, i.e. onset of plastic hinges and soil yield. Implementation of numerical techniques for analysis of a group of piles was described by (Paulos and Davis, 1980) with a flow chart which showed how the response of a group of piles is affected by the parameters such as the number and size of the pile division, relative stiffness of the piles and soil, etc. One of the most frequently used concepts for analytical application is usage of α interaction factors. They are defined as a fraction increase of deformations (deflection or rotation of a pile in the cap) of pile under an influence of an adjacent pile. The principle of coordination of structure-soil deformations for the case of a statically determined load is that the foundation and soil are linearly deformable (Šukllje, 1979). If n piles are completely fixed, and, a m piles are hinged, 6n deformation conditions can be set, by equalizing displacements and rotations of piles with the displacements and rotations of their cap, and 3m deformation conditions by equalizing deformations of the tops of piles hinged and of caps. With 6 equilibrium conditions, there are (6n+3m+6) of linear inhomogeneous equations for the same number of variables. If the superstructure is statically indeterminate, the displacements and rotations of the foundation and of the superstructure in the support points are equalized. The calculation is simplified if the structure is observed as a stiff static system, and if we can consider the foundation block as a stiff solid. The contact pressures between the slab and the soil are ignored. It is particularly justified for toe piles which transfer the load by their bottoms. Soil is often considered as a homogeneous elastic and isotropic semi-space so inaccuracy of results increases with the soil heterogeneity. Heterogeneity and nonlinear soil deformability and stiffness of piles and foundation structure can take into consideration the application of incremental finite element method and introduction of the ratio of stress and strain at the contact of the piles and soil (Šukllje, 1979). Some of basic assumptions employed for the treatment of the pile group (Reese, 2001) are: • Two- dimensional approach reduces number of variables to be handled. There is no essential difference in theory between the 2 dimensional case and the 3D case.
464
•
• •
Non-deformability of pile cap. That means that the relative positions of the pile tops remain the same for any pile cap displacement. If the pile cap is deformable, the structural theory of pile group must include the compatibility condition of the cap itself. Wide spacing of piles. There is n influence of one pile on another. For piles are close enough so that pile-soil-pile interaction does occur and must be introduced into the analytical method for analysis. Behaviour under lateral and under axial load is independent (no interaction between axial-pile behaviour and the lateral-pile behaviour. That is accepted because the soil near the ground surface principally determines lateral response and the soil at depth principally determines axial response. This assumption is not adequate for seismic actions.
In (Reese&Impe, 2001) Appendix D contains a version of computer program LPILE and computer program GROUP with illustrations with example solutions. Yet, most of the references suggest usage of experimental results. The effect of batter on the behaviour of laterally loaded piles was investigated in a test tank. The lateral soil-resistance curves for a vertical pile in a horizontal ground surface were modified by a constant to account for the effect of the inclination of the pile (Reese&Impe, 2001). The effect of raking a pile contributes in part to the axial stiffness of the pile in the horizontal direction. We assume that the rake angle is sufficiently small so that the pile head stiffness matrix is not affected. What is required is that the new pile head stiffness matrix expressed in terms of the global coordinate system (Fig.2) rather than of the local pile coordinate system (Pendler, 2010). With the inclusion of pile axial stiffness the pile head stiffness matrix for a vertical pile is:
where [K] is the pile head stiffness matrix.
(1)
Fig. 2. Global and local pile head coordinate systems, after (Pender, 2010) Slika 2. Gloalni i lokalni koordinatni sistem u glavi šipa, prema (Pender, 2010)
465
This matrix gives the following actions when the pile head is displaced F=[K] v, where F is a vector of pile head actions the transpose of which is (H, M, V) and v is a vector of pile head displacements which, transposed produces (u, θ, w). When the angle of rake is ω to the vertical the pile head stiffness matrix becomes:
where C=cosω, and S=sinω
(2)
SOIL PILE STRUCTURE INTERACTION Seismically loaded piles tend to resist and hence modify soil deformations generated by the passage of propagating seismic S waves. As a result, bending, axial and shear strains develop in the piles and the motion at the base of the pile-supported structures differs from the free-field motion and may generally include both translational and rotational components. This type of pile distress is called “kinematic” in order to be distinguished from the loading generated by the inertial forces of the superstructure (Giannakou et al. 2007). The seismically deforming soil imposes motion on the foundation and the entire structure. Due to their flexural rigidity the embedded piles tend to resist and become stressed reflecting and scattering the seismic waves. To completely understand the seismic behaviour of a soil-pile-structure system it is necessary to conduct three analyses (Folić, 2009): 1 Soil Response Analysis – gives a realistic picture of the seismic environment during the design earthquake. It defines the seismic excitation and provides information for assessing possible loss of strength resulting from pore-water pressure build-up in the saturated cohesionless layers. 2 Kinematic Pile Response Analysis – provides the response of the piled foundation in the absence of inertia forces from the super-structure. 3 Inertial Soil-Structure Interaction Analysis – serves to determine the dynamic response of the super-structure and the loads imposed on the foundation by the response. Neglected Soil-Structure Interaction (SSI) is reasonable for light structures in relatively stiff soil such as low rise buildings and simple rigid retaining walls. The effect of SSI becomes prominent for heavy structures resting on relatively soft soils for example high-rise buildings, power plants, and bridges on soft soils. Considering SSI makes a structure more flexible and thus increases the natural period of the structure, and effective damping, compared to the corresponding rigidly supported structure (Singhai, et al. 2013). However, SSI is not always beneficial as suggested by the simplified spectrum (Minolakis&G. 2000). Hattchitson et al. (2004) presented a nonlinear dynamic analysis using a beam-on-nonlinear Winkler foundation framework to model a pile foundation (Fig.1a). It consist of a series of nonlinear lateral loads p vs lateral deflection y spaced at regular intervals along the pile
466
length, quoted according to (Gagnon, et al. 2004). The element models both the near-field plastic response and far-field elastic response with a series of gap, drag, plastic and elastic spring.
Fig. 3. Some pile foundation modeling options: a) Winkler model b) Equivalent foundation spring model, and c) Fixed base model Slika 3. Način modeliranja temelja na šipovima: a) Winklerov model, b) Ekvivalentni model sa oprugama, i c) model uklještenja u osnovi
SOME EKSPERIMENTAL RESULTS Based on experimental results in centrifuge the main problems that appear during an earthquake loading are summarased in (Zeng et al. 2012): -Inclined piles induce large axial forces translated to the pile cap; -inclined piles are subjected to “parastatic” bending stress due to soil densification and/or soil conditions; -the bending capacity of inclined piles is reduced due to important tensile stress; -the spatial configuration of inclined piles has significant influence on the dynamic response of the superstructures. The paper (Bhattacharya, et al. 2009) focuses on two aspects: critically analyzing the pattern of observed failure during the past earthquake, and reporting a series of centrifuge test, to understand the behaviour of raked piles. Following conclusions are drawn: raked piles are always stiffer than the vertical piles. The stiffness increase depends on the angle of batter and also on the slenderness ratio of the pile. An expression of this increase (improvement factor) is derived, as ratio of lateral stiffness of raked pile and stiffness of the vertical pile. The raked pile foundation is dynamically sensitive and the performance depends on the type of earthquake. Due to relatively high horizontal stiffness of the raked pile foundation, the horizontal displacement of the pile cap or the structure is comparatively less making its performance satisfactory from serviceability point of view. Prediction of behavior of pile foundations is very complex, especially under seismic loads, so more accurate analyses are necessary, including 3D models (Finn&Fujita, 2002). A comparison at reduced scale in the centrifuge of the response of two end-bearing pile groups: a group composed of two vertical piles and a group of vertical pile and pile inclined at 250 to the vertical. Each pair of piles is linked by a massive pile cap rigidly fixed on the piles. Repeated horizontal impacts were applied on the pile cap. Result (frequency analysis) highlight that the inclined pile increases the pile group stiffness, decreases the maximum
467
bending moment below the soil surface and increase axial load in each pile of the group (Escoffier, et al. 2007). Concerning the pile cap movement, the inclined pile induces a decrease of the translation movement and an increase of the duration of a significant vertical acceleration. The centrifuge test results are also important (Tazoh, et al.2009). SOME NUMERICAL RESULTS Dynamic pile-pile interaction is called a dynamic effect of a group of piles. In some cases, the piles are set at an angle of 10 to 150 to the vertical. The effect of inclined piles contributes to the part of axial stiffness (vertical stiffness). Such small angles of piles do not affect the stiffness matrix of the pile head (Fleming, et al. 2008). In the book is analyzed a group of 3x2 piles, the middle ones being vertical in x direction and the outer ones having inclinations at the angle ψ, in both directions, towards the vertical. Coefficients of flexibility depending on the angle ψ are defined, and effects on deformation are presented in figure 4. In the process, the programs PIGLET, DIEFPIG and PROGROUP (www.ggsd.com) are used and the highest deviation of 18% was determined. The effect of double rake of the piles is relatively small in the plane of loading. As with groups of vertical piles, the ultimate lateral load capacity of the group containing battered piles may be taken as lesser of: 1)The sum of the lateral load capacities of the individual piles in the group; 2) The load capacity of the group acting as a single block. The critical pile in the group is safe from failing unless it exceeds displacement in accordance with the limit serviceability states.
Fig. 4. Variation of deflection of a group of influence factors with varying angle of rake ψ (Fleming) Slika4. Promena deformacija grupe faktora uticaja sa promenom ugla nagiba ψ (Fleming et al. 2008)
468
As with groups of vertical piles, the ultimate lateral load capacity of the group containing battered piles may be taken as lesser of: 1)The sum of the lateral load capacities of the individual piles in the group; 2) The load capacity of the group acting as a single block. The critical pile in the group is safe from failing unless it exceeds displacement in accordance with the limit serviceability states. Investigation of the conditions under which the presence of batter piles is beneficial, indifferent or detrimental, using 3D finite element modelling is the topic of the paper (Giannakou, et al. 2010). A parametric study assuming elastic behaviour of soil, piles, and superstructures is applied. Real accelerograms employed as base excitation of simple fixed/head two/pile group configurations embedded in homogenous, inhomogeneous, and layered soil profiles are used. Five pile inclinations are considered while the corresponding vertical pile group results serve as reference (Fig. 5). It is found that in purely kinematic seismic loading, batter piles tend to confirm their negative reputation, for a group subjected to static horizontal ground deformation (Fig. 7). In the analyses, Gibson soil, excitation: Lifkade record Tsoil=029s;Ep/Es=1000, and L/d=15, are used. However, the total (kinematic and inertial) response of structural systems founded on groups of batter piles offers many reasons for optimism. Batter piles may indeed be beneficial (or detrimental) depending on, among other parameters, the relative size of the overturning moment versus the shear force transmitted onto them from the superstructure.
Fig. 5. Six studied pile group configurations and the corresponding 3D Finite element discretization (Giannakou, et al. 2010) Slika 5. Šest grupa šipova i odgovarajuća diskretizacija 3D konačnih elemenata
469
Fig. 6. Geometry and the four soil profiles (Giannakou, et al. 2010) Slika 6. Geometrija i četiri profila tla (Giannakou, et al. 2010)
In the paper (Giannakou, et al. 2007) the investigation results of the dynamic response of the pile group configuration which contained batter piles were analyzed. Three simple groups of two piles were studied: a) one comprising a vertical pile and pile inclined at 250 , b) one consisting of two piles symmetrically inclined at 250 and c) group of two vertical piles (reference geometry). Two pile-to-cap connections, fixed and hinged, are analyzed. The soil shear modulus increases linearly with depth. Non-dimensional diagrams are presented to illustrate the role of raked piles on pile group response. The result of 3D seismic analysis of a battered pile group design for a heavy machine foundation located in a seismically active region is analyzed in (Deng, et al. 2007). The parametric studies are performed for several controlling parameters and comparison is made between the response of battered and vertical piles in the group. These results show that the battered piles tend to attract significantly larger seismic loads when compared with the vertical piles and require careful attention of the design of the pile connected to the pile caps. The main cause of the increase in axial forces in battered piles is the kinematic interaction between the soil layers and the pile group.
Fig. 7. Kinematic response of rigidly capped two-pile group with distribution of a) horizontal displacement (relative to the displacement of the pile tip); b) bending moment; and c) axial force along the pile, for various pile inclination angles, after (Giannakou, et al. 2010) Slika 7. Kinematički odgovor kruto vezana, dva šipa, u glavi sa raspodelom: a) horizontalnih deformacija; b) momenata savijanje i c) aksijalnih sila, po dužini šipa
470
In the absence of ground movement, raking the front of piles in a group can lead to improved performance (reduction settlement, lateral deflection, and cap rotation, pile vertical load and pile head moment. However, in the presence ground movements, the performance of a pile group with raked piles may be affected adversely as compared to a group with only vertical piles. In particular, the rotation and vertical movement of the group may change in sign and increase significantly in magnitude. The ground movement that are imposed on the piles may have a deleterious effect on the group performance and may outweigh the advantage that is often perceived by structural designers (Poulos, 2006). FINAL RENMARKS AND CONCLUSIONS In the book (Fleming, et al. 2008) is stated: certain circumstances where raking piles should be avoided are: raking pile should not be used in soil that is consolidating, since vertical movement of the soil may lead to overstressing of the pile in bending; and in any structure that may undergo significant vertical settlement. When the decision whether to use or not the inclined piles in a group of piles, the nature of seismic excitation must be considered. The earthquakes with a near and deep epicenter have much more adverse effect on the behavior of the foundations with raked piles. In addition, the concrete foundation design should be subjected to evaluation from the aspect of behavior under seismic loads. The selection of the geometrical characteristics of a group of foundations considerably affects their behavior under seismic loads. In this sense, the research analyzed in the paper (Sheikhbahaei, A. et al. 2009) is important. It was concluded that with the increase of the pile inclination angle, also increases the lateral stiffness of the structure so the horizontal displacements and normal stresses in the pile head are reduced. Improved performance of batter pile groups during earthquakes is mainly due to enhanced lateral stiffness and consequently it results in reduction in pile shear stress and bending moments. Both horizontal displacement and normal stresses at pile head decrease as pile spacing increases, but this parameter will not influence the horizontal and vertical displacements of the cap. Slenderness ratio would not influence both horizontal and vertical displacement of a pile and the cap. Inclination of the pile affects the cap performance in such a way that with an increase of the pile inclination, the normal stresses in the cap also increase. Raked pile requires careful design consolidation and can prove beneficial to most engineering structures (Battacharya, et al. 2009). In (Giannakou, et al. 2009) several aspects of the seismic response of groups containing non-vertical piles are studied, including the lateral pile head stiffness, the “kinematic” pile deformation, and the “inertial” soil-pilestructure response. The parametric analysis was carried out using 3D FE modelling, assuming elastic behaviour of soil, piles, and superstructure. In conclusions they stressed that the purely kinematic response of batter piles tends to confirm their negative reputation: the parametric analysis shows that they experience larger bending moments than vertical piles. Batter piles exhibit significantly larger axial forces than vertical, due to exclusively horizontal shaking of the soil. However, the total (kinematic+inertial) response of structural
471
systems founded on groups of batter piles offer many reason for optimism. It is the same conclusion as in (Giannakou, et al. 2010). This is corroborated by the results of some other examinations, cite here. Also important is the effect of the foundation method (with or without raked piles) on the general behavior of the superstructure of, for example, large-span bridges. Research (Carbonari, et al. 2017) focused on the effects of piles layout and inclination on the nonlinear seismic response of bridge piers. The soil-foundation system is study in frequency domain while inertial interaction analysis of the superstructure is carried out in the time domain to capture the nonlinear structural behaviour. Analysis results show the key role of the foundation rocking on the superstructure response and demonstrate that inclined pile foundations may have a significant impact on the superstructure response, reducing the pier head displacement and ductility demand. In addition to the experimental one, the theoretical evidence should also be considered as well as the data on the behavior of foundations with raked piles in the documented earthquakes (field evidence). Yet, the most frequent conclusion of theoretical and experimental research is that batter piles may be beneficial or detrimental depending on, among other parameters, the relative size of the overturning moment versus the shear force transmitted onto them by the superstructure. Because of that, for large and important buildings founded in the low carrying capacity soil, it can be recommended that a due attention is paid to the choice of geometry of foundation structure and inclination angle of the batter piles, with a thorough checking of not only foundations but the structure as well. For that it is necessary to introduce the structure-foundation-soil interaction. Acknowledgment The article is part of the project TR36043 financed by the Ministry of Education, Science and Technological Development of the Republic of Serbia.
LITERATURA: Bhattacharya,S. Dash, S., Adhikari, S. (2008): On mechanics of failure of pile-supported structures in liquefiable deposits during earthquakes, Current Science, 94, No. 5, 10 March/08, pp. 605-611 Bhattacharya,S. et al. (2009): A study on the behaviour of raked piles in seismically liquefiable soils, Procc. 3rd Greece-Japan W: Seismic Design, Obs. and Ret. on Foundations, Santorini, 1-19. Carbonary, S. et al. (2017): Nonlinear response of bridge piers on inclined pile groups: the role of rocking foundation input motion, Presidia Engineering, 199, pp. 2330-2335. CEN-EN 1998-1 (2004): Eurocode 8: Design of structures for earthquake resistance CEN- EN 1998-5- Eurocode 8: Part 5 (2004): Foundations, retaining structures, geotechnical aspects. Deng, N. Et al. (2007): Seismic soil-pile group analysis of a battered pile group, 4th Intern. Conf. Earthquake and Geotechnical Eng. June 25/28, P. No. 1733 Dezi, F. et al. (2016): A numerical model for the dynamic analysis of inclined pile groups, Earthquake Eng.&Structural Dynamics, 45, pp. 45/68. Designers' Guide to EN 1998-1 and EN 1998-5 Eurocode 8: Design of structures for earthquake resistance, Ed-. Gulvanessian H., Thomas Telford, London, 2005.
472
Escoffier, S. et al. (2007): Effect of inclined piles on the dynamic performances of an end-bearing pile groups, 4th Int. Conf. Earthquake and Geotechnical Eng. June 25/28, P. No. 1438 Finn W.D.L., Fujita N. (2002): Piles in liquefiable soils: Seismic analysis and design issues. Soil Dynamics and Earthquake Engineering 22 , 731–742. www.elsevier.com/locate/soildyn Fleming, K. et al. (2008): Piling engineering, Taylor and Frances Folić, B., Folić, R. (2009): Design methods analysis of seismic interaction soil-foundation-bridge structures for different foundations, in: Coupled Site and Soil-Structure Interaction Effects with Application to Seismic Risk Mitigation, Ed. T. Schanz&R.Jankov, Springer, 179-191. Gagnon, D. et al. (2009): Pile foundation modeling for seismic analysis of highway bridges located in Ester North America, Proc. EEA, P. No. 21-11 Gazetas G., Mylonakis, G.: Seismic Soil-Structure Interaction: New Evidence and Emerging Issues, Geo-Institute ASCE Conference, Seattle 3-6 August 1998. pp. 1-56. Giannakou, A. Et al. (2010): Seismic behaviour of batter piles: Elastic response, ASCE, J. of Geotechnical and Geoenvironmental Eng. September, pp. 1187-1199. Giannakou, A. et al. (2007): Kinematic response of group with racked piles, 4th Intern. Conf. On Earthquake Geotechnical Engineering, June 25-28, P. No. 1256 Giannakou, A. et al.(2009): Kinematic and inertial behaviour of racked piles, 3rd GJW: 3rd Seismic Design, Observation, and Retrofit on Foundations, Santorini, pp. 36-50. Morisi, M. et al. (2014): Seismic response of bridge piers founded on inclined pile groups, 2nd European .Conf. on Earthq..Engineering. and Seizm. Istanbul, Aus. 25-29; Mylonakis G., Gazetas G. (2000): Seismic soil-structure interaction: Beneficial or detrimental ?, J of Earthquake Engineering, Vol. 4, No. 3, pp. 277-301
Madabhushi G., Knappett J., Haigh S.: Design of pile foundations in liquefiable soils. Imperial College Press. London, 2010
Okawa, K, et al. (2005): Seismic performance of group-pile foundation with inclined steel piles, 1st Greece-Japan workshop, Athens 11-12 October 2005, pp. 53-60. Padron, L.A. et al. (2015): Kinematic internal forces in deep foundations with inclined piles, Earthquake Engineering &Structural Dynamics, 44, pp. 2129-2135. Pender, M.J.: Seismic Assessment and Improvement of Building Foundations. Faculty of Engineering, The University of Auckland. New Zealand. 2010. Poulos H.G., Davis. E. H.: Pile foundation analysis and design. Ch.15. J.Wiley, N. York, 1980. Poulos, H.G.(2006): Raked piles-Virtues and drawbacks, ASCE, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, June, pp. 795-803. Reese L., Van Impe W.: Single pile and pile groups under lateral loading, Balkema, Rotterdam, 2001 Sheikhbahaei,A., Vafaeian, M. (2009): Dynamic study of batter pile groups under seismic excitations through Finite element method, World Academy of Science, Engin. and Technology 51. Singhai, P.K. et al. (2013): Pile geometry of soil-structure interaction-An analitycal survey, AISECT University, Journal Vol. II/Issue IV September, pp. 1-9. Šuklje, L. (1979): Objašnjenja uz Pravilnik o tehničkim normativima za projektovanje i izvođenje radova kod temeljenja građevinskih objekata, Časopis „Izgradnja“, Beograd, Sarajevo Tazoh, T. et al. (2009): Kinematic response of batter pile foundation: Centrifuge test, 3rd GJ W: Seismic Design, Observation, and Retrorfit on Foundations, Santorini, pp. 20-35. Wang,J. Et al. (): Horizontal dynamic stiffness and interaction factor of inclined piles,...... Zheng, Li, et al. (2012): Centrifuge modeling of inclined pile foundations under seismic actions, !5 World Conf Earthqu. Engineering, Lisboa
473 UDC: 624.131.52: 624.072.042 Izvorni naučni članak
COMPARATIV NONLINEAR ANALYSIS SOILPILE INTERACTION 2D FRAME Boris Folić*, Đorđe Ladjinović**, Simon Sedmak*, Angelos Liolios*** *
Innovation Center of Faculty of Mechanical Engineering, Ktaljice Marije 16,
[email protected] ** Faculty of Technical Sciences, University of Novi Sad, Trg Dositeja Obradovića 4,
[email protected]. ** * Democritus University of Thrace, Dept. Civil Engineering, Xanthi, Greece,:
[email protected]
ABSTRACT A comparative non-linear static and dynamic analysis of NSA and NDA 2D frames of buildings funded on piles is presented in this paper. The model involved a linear-non-linear pile-soil interaction, using link elements. The soil was modeled using multiple (linear) plastic connecting elements, as well as with p-y curves, on both sides of the pile. P-y curves only transfer (receive) compression, and were modeled according to Cox, Reese and Matlock for submerged sand, and piles with a diameter 60 cm. KEYWORDS: Dynamic soil-pile interaction (DSPSI), non-linear dynamic analysis (NDA), pushover non-linear static analysis (NSA), multiline plastic link elements, p-y curves.
KOMPARATIVNA NELINEARNA ANALIZA INTERAKCIJE ŠIP-TLO 2D RAMA REZIME U radu je sprovedena komparativna nelinearna statička i dinamička analiza NSA i NDA 2D rama zgrade fundiranog na šipovima. U modelu je uljučena i linearno-nelinearna interakcija šip-tlo korišćenjem link elemenata. Tlo je modelovano sa više(linijskim) plastičnim veznim elementima, kao p-y krivama, sa obe strane šipa. P-y krive prenose (primaju) samo pritisak, a modelovane su prema Koksu, Risu i Matloku za potopljen pesak, i šipove prečnika 60cm. KLJUČNE REČI: Dinamička interakcija tlo-šip DSPSI, nelinearna dinamička analiza NDA, pušover nelinearna statička analiza NSA, višelinijski plastični link element, p-y krive.
474
INTRODUCTION A comparative non-linear static and dynamic analysis of NSA and NDA 2D frames of buildings funded on piles is presented in this paper. The model involved a linear-non-linear pile-soil interaction, using link elements. The soil was modeled using multiple (linear) plastic connecting elements, as well as with p-y curves, on both sides of the pile. P-y curves only transfer (receive) compression, and were modeled according to Cox, Reese and Matlock for submerged sand, and piles with a diameter 60 cm
2D FRAME MODEL WITH PILES Outer piles of a facade frame were funded using a group of 3 piles, whereas the inner ones were funded on a group of four piles. Façade frame was “condensed” by inserting all pile elements via projection along the direction perpendicular to the frame middle plane. In this way, it is possible to draw the frame model using two dimensions. The group of 3 circular piles consists of a part made of one pile, and another part made of two condensed piles. Hence, in this “condensed” model, only two out of three piles are introduced, one of which is an individual pile, whereas the other is a double pile, figure 1 (i.e. a single pile was introduced to the model, whose Frame element cross-section, stiffness and mass were multiplied by 2, in SAP 2000 software, within the Set Modifiers module. This part is obtained through the following menu and path: Define/Section Properties/Frame Section/Frame Property/Property Modifiers/Set Modifiers). In accordance with this, the p-y curves of the “double” pile also have the double value of stiffness.
Figure 1 „Condensation“ principle of a group of 3 piles (1D60 – individual pile, 2D60 – double pile). Slika 1 Princip „kondenzacije“ grupe od 3 šipa u ravansku grupu od 2 šipa. 1D60 - samosatalni šip, 2D60 - dvostruki šip
The 3D frame was dimensioned in terms of earthquake conditions using SAP 2000 v14 software, including the effects of the perpendicular direction and torsion (with 5% eccentricity), for a behavior factor of 5.85. A façade 2D frame with its corresponding loads was then taken out of a model dimensioned in this way. The span between the frames was
475
8m, which was also the distance between the pile axes, in both directions, since the structure in question was symmetrical along two axes. The height of the first storey was 5m whereas in the case of the remaining 6 storeys, it was 3.1 m. The model is similar to the models shown in (Folic, 2017). The difference is that the p-y curves mentioned in (Folic, 2017) are given for piles with a diameter of 1.2 m. In addition, the aforementioned paper contained several different models, with and without the pile-soil interaction. The geometry of a single frame model adopted in this paper, can be seen later, in the plastic hinges state analysis section. PUSHOVER NON-LINEAR STATIC ANALYSIS The pushover (PO) analysis involves the determining of curves which show the dependence of control node displacement umax (typically at the top of the frame) from the Base Shear (BS) force, for an adopted shape of load distribution along the height. It is assumed that the adopted form of load remains unchanged for all intensity levels, along with the structure’s deformed shape. Gradual increase of the load intensity is performed in steps, along with the opening of plastic hinges up to a point where the structure becomes a mechanism. When constructing pushover curves, the use of several different shapes of load distributions are recommended, along with the ones prescribed by the regulations given in EC8. In this paper, the following shapes of load distributions along the frame height were applied: − Constant distribution (const). − Linear variable (lin). − Proportional to the shape of the first eigen-tone (1 mode) and − Proportional to the distribution of (corresponding) masses (acc). In addition, different types of PO curve displays can be applied, and in the case of SAP 2000, the following ones are available: 1. Resulting base shear force according to the observed displacement (MD), 2. ATC 40 spectrum capacity method, 3. FEMA 356 coefficients method, 4. FEMA 440 equivalent linearization method and 5. FEMA 440 displacement modification method. In the following sections of the paper, the PO curves were determined using SAP 2000 v14 software (using the above mentioned point 1, “manually”), but not with the Display/Show Static Pushover Curve option, since in this case the diagram is not visible enough, reading of values from it is insufficiently accurate and appropriate manipulations cannot be performed. Thus, the above process was performed using the path Display/Show Plot Function, i.e. by using the function diagram Umax/BS. In addition, the PO curve was also determined according to the FEMA 356 procedure (point 3). PO curves according to the function diagram (point 1) are given in figures below (2-6).
476
PUSHOVER const 1200 1000 800 600 400 200 0 0
0,02
0,04
0,06
0,08
0,1
0,12
0,14
0,16
Figure 2 PushOver curve. Constant load shape with high BS=1069 kN, umax=14,97 cm. Slika 2 Pušover kriva. Konstantna raspodela opterećenja po visini. Sila u osnovi BS=1069 kN, maksimalno pomeranje umax=14,97 cm. PUSHOVER lin 900 800 700 600 500 400 300 200 100 0 0
0,02
0,04
0,06
0,08
0,1
0,12
Figure 3 PushOver curve. Linear distributed load shape with high BS=793,1 kN, umax=10,73 cm Slika 3 Pušover kriva. Linearna raspodela opterećenja po visini BS=793,1 kN, umax=10,73 cm PUSHOVER acc 1600 1400 1200 1000 800 600 400 200 0 0
0,05
0,1
0,15
0,2
0,25
Figure 4 Push Over curve. Load shape distributed Acc proportional mass with high BS=1493 kN, umax=23,54 cm. Slika 4 Pušover kriva. Raspodela opterećenja proporc. masama BS=1493, kN, umax=23,54 cm
477
PushOver 1 mode 1000 900 800 700 600 500 400 300 200 100 0 0
0,02
0,04
0,06
0,08
0,1
0,14
0,12
Figure 5 PushOver curve. Load shape distributed proportional 1 mode BS=893,9 kN, umax=12,83 cm. Slika 5 Pušover kriva. Raspodela opterećenja 1 mode BS=893,9 kN, umax=12,83 cm.
PUSHOVER 1 mode
PUSHOVER acc
PUSHOVER const
PUSHOVER lin
1600 1400 1200 1000 800 600 400 200 0 0
0,05
0,1
0,15
0,2
0,25
Figure 6 Sum diagram Push Over curves, for 4 shapes load distributed: lin, 1 mode, const i acc. Slika 6 Zbirni dijagram Pušover krivih za 4 oblika raspodele opterećenja: lin, 1 mode, const i acc. In the sum diagram, for PO curves compared in this way, there is a noticeable difference of maximum control node displacement, depending on the load shape, along with a difference in initial stiffness. A more detailed analysis data are given in table 1.
478
Figure 7 Plastic Hinges state in 2D frame model founded on piles. Left for Constant, PH 53Y and right Linear distributed load on high PH 52Y. All Plastic hinge states: Yield. Slika 7 Stanje plastičnih zglobova, u modelu 2D rama sa šipovima, levo za Constant, PH 53Y I desno za Linearnu raspodelu opterećenja PH 52Y. Svi plastični zglobovi su stanja: Yield.
Figure 8 Plastic Hinges state in 2D frame model founded on piles. Left const. PH 36Y, 32IO and right Linear distributed load shape PH 72Y, 1IO. 1PlH state 1Y in pile. Slika 8 Stanje plastičnih zglobova, u modelu 2D rama sa šipovima, levo za Konstantnu PH 36Y, 32IO i desno Linearnu raspodela opterećenja po visini PH 72Y, 1IO. 1PlH stanje 1Y u šipu.
479
NONLINEAR DYNAMIC ANALYSIS
Non-linear dynamic analysis was performed for the ElCentro accelerogram, for peak PGA values 0.20, 0.25 and 0.30 g. Node displacement at the top and the base shear were considered. The states of plastic hinges (fracture) were checked at the end of each earthquake.
Figure 9 State at the end of earthquake ElCentro, left PGA 0,20g PH 79Y, 19IO, right PGA 0,25g PH 71Y, 25IO and 2LS. Slika 9 Stanje na kraju zemljotresa ElCentro, levo PGA 0,20g PH 79Y, 19IO, desno PGA 0,25g PH 71Y, 25IO i 2LS.
Figure 10 Displacement diagram node at the top of the building, due to earthquake acc. ElCentro: left PGA 0,20g, Umax=8,56cm, right PGA 0,25g, Umax=11,29 cm Slika 10 Dijagram pomeranja čvora u vrhu zgrade tokom alcelerograma ElCentro levo PGA 0,20g, Umax=8,56cm, desno PGA 0,25g, Umax=11,29 cm
480
Figure 11 Top node displacement of building due to earthquake El Centro PGA 0,30g, Umax=14,47 cm left break on t=7,2sec, right on 11,86 sec. Slika 11 Pomeranja čvora u vrhu zgrade tokom alcelerograma El Centro PGA 0,30g, Umax=14,47 cm levo prekid na t=7,2sec, desno na 11,86 sec.
Figure 12 Plastics Hinge state after acc El Centro PGA 0,30g; Left at 7,2sec PH 20Y, 65IO, 15LS, 1C. Right at 11,86 sec PH 17Y, 62IO, 13LS, 8C and 1D. Slika 12 Stanja plastičnih zglobova nakon dejstva akcelerograma El Centro PGA 0,30g; Levo u trenutku 7,2 sec PH 20Y, 65IO, 15LS, 1C. Desno u t=11,86sec PH 17Y, 62IO, 13LS, 8C and 1D.
481
Figure 13 Base Shear ElCentro: left PGA 0,20g, BSmax=1312, kN, right PGA 0,25g BSmax=1615, kN, Base Shear Slika 13 Sila u osnovi za ElCentro: levo PGA 0,20g, BSmax=1312, kN, desno PGA 0,25g BSmax=1615, kN, Sila u osnovi
Figure 14 Base Shear for ElCentro PGA 0,30g, BSmax=1899 kN Slika 14 Sila u osnovi ElCentro PGA 0,30g, BSmax=1899 kN
16
14,47
14 12 10 8 6
11,29 8,56
4 2 0 0,19
0,21
0,23
0,25
0,27
0,29
y = 5870x + 141,17 R2 = 0,9997
ElCentro PGA (a/g) / BSmax (kN)
y = 59,1x - 3,335 R2 = 0,9981
ElCentro PGA (a/g) / Umax (cm)
0,31
2000 1800 1600 1400 1312 1200 1000 800 600 400 200 0 0,19
1899 1615
0,21
0,23
0,25
0,27
0,29
0,31
Figure 15 Linear regression Left PGA (amax/g) vs Umax (cm) displacement, Right PGA (amax/g) vs BSmax (kN) Base shear. Strong linear dependent R2: left 0,9981 and right 0,9997. Slika 15 Linearna regresija Levo PGA (amax/g) vs Umax (cm) pomeranje, Right PGA (amax/g) vs BSmax (kN) Sila u osnovi. Jaka linearna zavisnost R2: levo 0,9981 i desno 0,9997.
482
Figure 16 Results for state plastic hinge 77H1 for TH El Centro PGA 0.30g. Node in tip 6 floor, left end by the column on previous figure, where collaps state was reached. Slika 16 Rezultat stanja plastičnog zgloba 77H1 za TH El Centro PGA 0.30g. Čvor u podu šestog sprata, na prethodnim slikama krajnji levo uz stub, dostiže stanje kolapsa.
RESULTS OF NSA AND NDA ANALYSES Table 1. Comparative analysis of max top node displacements and Base Shear. In TH according with PGA. Tabela 1. Komparativna analiza maksimalnih pomeranja čvora u vrhu i sila u osnovi u zavisnosti od oblika opterećenja. Kod vremenske analize u zavisnosti od PGA PGA g El Centro Raspodela opterećenja 0,20g 0,25g 0,30g* PO lin PO const PO acc PO 1 mode BS (kN) 1312 1615 1899 793,10 1068,65 1492,66 893,87 Umax (cm) 8,56 11,29 14,47 10,73 14,97 23,54 12,83 FEMA 356 C BS (kN) 798,67 1076,10 1504,40 900,60 Umax (cm) 27,3 26,9 24,3 28,4 * cut off at 7,2 sec; FEMA 356 C - Site class C; Pushover= PO; F35B060G10K33900 sand
483
As can be seen in comparative analysis in table 1, there is a slight difference in maximmum displacements in pushover curves for the FEMA356 method, depending on the load shape. In addition, maximum base shear forces were deterined according to FEMA356 and the function diagrams („manually“) have shown insignificant difference, whereas this was not the case with displacements. In the case that curves are determined according to function diagrams (Display/Show plot function in SAP2000), noticeable deviations may be obtained for maximum displacements. PO analysis is also used with method N2, for the purpose of determining of the equivalent system with one degree of freedom (SDOF), as well as for transition from MDOF (multiple degrees of freedom) to SDOF. This transition is performed by using the assumed shape of displacement (and load) vector Φ and its corresponding products obtained by multiplying with the mass matrix m. The same transformation factor Γ is used for base shear and displacements (Čaušević, 2010).
Γ=
Φ T m1 ∑ mi Φ i = m * = T Φ m Φ ∑ mi Φ i 2 ∑ mi Φ i 2
CONCLUSION When it comes to determining of seismic performances of a structure using the pushover analysis, it is important to determine the point at which the structure becomes a mechanism. The analysis of the change in number and states of plastic hinges with the increase in displacements (in steps) of PO curves using SAP software cannot “easily” determined (point 1 mentioned in this paper). Better displays of PO curves can be obtained by using ETABS software, although this can be achieved in SAP2000 as well (especially in the case of engineering structures) if alternative procedures are taken into account. PO analysis is applied within the N2 method in order to determine the target structure displacement, as an intersection point of the seismic requirements (through spectrum response) and the seismic capacity of structures. The relatively simplified procedure for determining of the effects of non-linear static NSA and dynamic NDA soil-pile-structure interaction was presented in this paper. In order to obtain a more comprehensive insight about the structure’s performance, it is necessary to apply several different models, load shapes, types and scales of accelerograms, procedures and software packages, with and without interactions. Acknowledgement This research was carried out with the financial aid of the Ministry of Science, Education and Technological Development of Republic of Serbia, as part of the TR 36043 project.
484
LITERATURA: Миловић, Д., Ђого. М.: Проблеми интеракције тло-темељ-конструкција. Српска академија наука и уметности огранак у Новом Саду. Нови Сад 2009. Suarez, V.: Implementation of Direct Displacement Based Design for Pile and Drilled Shaft Bents. NCSU. North Caroliona State Univesity. October. 2005. Folić B.: Seizmička analiza betonskih konstrukcija fundiranih na šipovima. Doktorska disertacija. FTN. Univerzitet u Novom Sadu. Novi Sad 2017. Čaušević M.: Dinamika konstrukcija. Golden Marketing. Tehnička knjiga. Zagreb, 2010.
485
UDC: 624.154.1 Izvorni naučni članak
EFFECTS OF HORIZONTAL INTERACTION ON REDISTRIBUTION OF FORCES OF PILES IN A GROUP Boris Folić*, Angelos Liolios**, Konstantinos Liolios*** * Univerziteta u Beogradu, Inovacioni centar, Mašinskog Fakulteta, Kraljice Marije 16,
[email protected] ** Democritus University of Thrace, Dept. Civil Engineering, Xanthi, Greece, :
[email protected] ***Institute of Information and Communication Technologies, Bulgarian Academy of Sciences, Sofia, Bulgaria,
[email protected] ABSTRACT This paper shows a horizontal interaction of soil-piles in a group. Different arrangement of piles and effects of the interaction on forces redistribution has been shown. Actual dimensions of piles have been considered with a focus on interaction, as well as the effects of stiffness on redistribution of forces with a certain probability. KEY WORDS: Group of piles, vertical interaction, horizontal interaction, pile displacement, coefficient interaction
UTICAJ HORIZONTALNE INTERAKCIJE NA RASPODELU SILA KOD GRUPE ŠIPOVA REZIME U ovom radu prikazana je horizontalna interakcija šipova u grupi. Prikazan je različiti raspored šipova i uticaj interakcije na preraspodelu sila. Razmatrane su i relane dimenzije šipova uz kritički osvrt na interakciju, sa uticajem krutosti na preraspodelu.sa određenom verovatnoćom. KLJUČNE REČI: Grupa šipova, vertikalan interakcija, horizontalna interakcija, ugib šipova, koeficijent interakcije
INTRODUCTION The analysis of redistribution of forces and stiffness of a group of piles fixed in a cap-slab is conducted. A horizontal interaction of a group of piles is considered. The limited extent
486
of this paper does not allow treating the vertical interaction, and it should be discussed in a separate paper. The interactions is defined as a deformation „displacement“ of an unloaded pile, due to the action of an adjacent loaded pile, or as additional displacement of a loaded pile due to the action of the load on the adjacent pile. Interaction factor:
α=
Displacement caused by unit action on an adjacent pile Diplacement of the pile under unit head action
Here, inertial or kinematic interactions are not considered, but only the effect of interaction under the action of a static horizontal and vertical force on piles in a group. The dynamic effects can be obtained from the p-y curves, when redistribution coefficients are applied on p-y curves for each individual pile. LATERAL STIFFESS/FLEXIBILITY OF A PILE FOR THREE SOIL MODELS
Slika 1 Raspodela krutosti po dubini profila tla: konstantna, parabolična i linearna Figure 1 Distribution of stiffness along the depth of soil profile: constant, parabolic and linear
The soil having constant stiffness with depth is typical for overconsolidated clays, stiffness linear change is characteristic for soft, normally consolidated clays and sand for higher dilatation levels. Parabolic change modulus is characteristic for sand but for small dilatation levels.
487
Slika 2. Slobodna i uklještena glava šipa. Figure 2. Free and fixed head pile.
A CONSTANT MODULUS OF SOILS The equations for this soil model profile were given (Davies and Budhu) in the form:
K=
EP ES
(1)
If the actual length is greater than the active length (Pender), the pile is "long" (flexible) and the following expressions are used for the coefficients of flexibility:
1.3K −0.182 K −0.727 2.2 K −0.455 ; f uМ = f θ H= ; f θ М = 9.2 f uH= ES D 2 ES D 3 ES D
(2)
In the paper (Pender, 1993) showed that the Winklers model and the elastic continuum model gave similar results. Equations (2) is for the case of free head piles. For fixed head piles (3) the following displacement of a pile head is given:
u F = f FH H
f FH =
0.80 K −0.18 ES D
(3)
LINEAR SOIL MODULUS VARIATION Budhu and Davies provided the equation for linear soil modulus variation. For this case, the Young’s modulus of soil and stiffness is:
488
ES = mD ; K =
E EP = P ES mD
(4)
Where m is rang increase of the Young’s modulus with depth. Budhu and Davies gave values m for different densities of sand. This is appropriate for static loading of piles. but not for dynamic excitation of piles embedded in loose saturated sands. Other coefficients, equations and theory, see in Folić 2017. LATERAL STIFFNESS OF A GROUP OF PILES Horizontal displacements of group containing more than two piles are obtained from an equation which is similar to the equation for vertical displacement of a vertically load group of piles. For a group of n piles having a free head, the horizontal displacement of pile k is:
n uk = u1 ∑ H jα uHkj j =1
(5)
From the equilibrium conditions, the equation for horizontally loaded group of piles is: n
H = ∑H j j =1
(6)
Randolf 1981 (Pender, 1993) proposed the following expression for the horizontal interaction coefficient αuF :
D 0.143 αuF = 0.3 [2(1 + ν) K ] (1 + cos 2ξ) s
(7)
Where ξ is defined on figure 3. The was another formula (Fleming, Weltman, Randolph and Elson 1998), where diameter D was replaced with radius r0.
r αuF = 0.6 ρc 0 [2(1 + ν) K ] 1 / 7 (1 + cos 2ξ) s
(8)
This is actually the same expression as (7), the difference is in the term ρC, which is a more general form, because it includes the soil modulus variation with depth. The coefficient ρC, for the sandy soil is 0,5. However (Klar, Spasojević and Soga, 2004) provided the following formula, which somewhat differed from the previous two ones.
489
D 2(1 + ν ) K s 1 + 0.75ν
α uF = 0.3
1/ 7
(1 + cos 2 ξ )
(9)
The results obtained by using the expression (9) differ from the result of the previous two expressions for 3 to 5% (the section in the square brackets under the square root). For the values of Poisson’s ratio ranging from 0,3 and 0,5 and for the stiffness ratio K=1000 and K=800 the results in tables 1 and 2 are provided. This simplification favors safety, because it increases the effects of horizontal displacements due to interaction for about 4%. Tabela 1 Vrednosti konstantnog dela jednačine koeficijenta horizontalne interakcije K=1000 Table 1 Values of the constant part in equation of lateral interaction K=1000 Poisson’s ratio Equation 7 Equation 8 Equation 9 v= 0,5 3,14216 3,13857 2,99898 % 100 99,89 95,44 v= 0,4 3,11131 3,10779 2,99346 % 100 99,89 96,21 v= 0,3 3,07851 3,07506 2,98719 % 100 99,89 97,03 Tabela 2 Vrednosti konstantnog dela jednačine koeficijenta horizontalne interakcije K=800 Table 2 Values of the constant part in equation of lateral interaction K=800 Poisson’s ratio Equation 7 Equation 8 Equation 9 v= 0,5 3,043478 3,040096 2,904891 % 100 99,89 95,45 v= 0,4 3,013599 3,01028 2,899541 % 100 99,89 96,22 v= 0,3 2,981831 2,978578 2,893465 % 100 99,89 97,04
Slika 3 Ugaoni odnosi između pojedinih šipova u grupi 2x2.
490
Figure 3 Angle relations between individual piles in a group of 2x2.
Example 1. Group of 3x3 piles linked by a cap with fixed head. The piles distribution is shown on figure 4. The distance pile axis is 5D, in both axes. Soil has a constant modulus ES=25 MPa (overconsolidated clay). The pile is long (flexible), diameter is D=0,75m. The pile modulus is EP=25 GPa. Poisson’s ratio ˅=0,50.
Slika 4 Raspored šipova u grupi 3x3 Figure 4 Group of piles in 3x3 arragment
A soil profile with a constant modulus, displacement and bending moment for a pile with a fixed head can be calculated using the following equations:
M F = I MH DH
u F = f FH H
I MF = 0.24 K 0.27
f FH =
(10)
−0.18
0.80 K ES D
(11)
Stiffness of the piles with fixed head, under the action of a lateral force may be calculated like inverse coefficient flexibility:
K HF = 25 × 0.75 / 0.8 × 10000.18 = 81.3 MN / m or (kN / mm) (12) The stiffness of a group of 4 piles at a distance of 5D, is:
K HFG = 4 × 81.3 /( 1+ 0.377 + 0.189 + 0.20 ) = 184.1 (kN / mm) (13) The coefficient factor interaction of a soil with uniform modulus, is calculated using Randolf. The equation for calculation of interaction coefficient depends on the angle in the form Cos2ξ, by calculating the angle in relation to the vertical axis, because it is the direction of force action. Regarding that the cosine function is raised to second power (square), the
491
direction of measuring the angle in relation to the vertical (direction of force action) is not important. This can prove important for the rate of calculation of interaction coefficients of a large group of piles. If symmetry can be employed, the rate can be greatly increased, and the time required for calculation can be almost halved for uniaxial symmetry.. In the case of a biaxial symmetry in the distribution of a group of piles, the calculation is reduced to approximately one quarter. The case of multi-axial and polar symmetry (multiaxial, circular or ring-like) are the special cases of groups of piles, which are mostly used for bridges and industrial structures, but they are not discussed here. The displacements of the piles heads are equal. Stiffness of a group of 3x3 is: KHGF=289,77 kN/mm
(14)
Hi (kN) Distribution of lateral forces after redistribution caused by interaction (arrang.3x3) is: 138,09 110,95 138,09
85,83 54,08 85,83
138,09 110,95 138,09
OC Clay 5D; 075; max Hi =138,09; min Hi =54,08; Δ extr Hi=84,01. The ratio of the forces normalized in relation to the maximum force after redistribution is: 1 0,622 1 Σ 2,62 0,803 0,392 0,803 Σ 2,00 Σ Σ 7,24 0,80 1 0,622 1 Σ 2,62 If the efficiency is observed in relation to the maximum force, then it is here 80%. Displacement of a group of piles is: Stiffness of a group of piles is: Efficiency of a group piles stiffness is
3,45 (mm) 289,77 (kN/mm) 39,62 %
The efficiency of a group of piles in 3x3 distribution, having diameter 0,75m founded in overconsolidated clay, expressed through stiffness is only 50% of the efficiency expressed through maximum force. This holds for the distance of the pile axes of 3, 3.5, 4 and 5 D.
492
Промена сила Hi (s/D) glina, D=0,75m, 3x3
200
Hi (kN)
150 max Hi
100
min Hi
50
Δ extr Hi
0 0
1
2
3 s/D
4
5
6
Slika 5 Dijagram preraspodele sila u glini usled horizontalne interakcije. max Hi; min Hi; Δ extr Hi. 3x3. D=0.75 m. Figure 5 Diagram of forces redistribution in overconsolidated clay caused by lateral interaction. max Hi; min Hi; Δ extr Hi. 3x3. D=0.75 m.
Hor. Def. Šipa Glina 3x3, D=0,75m 5
4,58
u (mm)
4
4,23
3,94
3,45
3 2 1 0 0
1
2
3 s/D
4
5
6
Slika 6 Dijagram horizontalne deformacija grupe šipova usled horizontalne interakcije. 3x3. Glina. D=0.75 m. Figure 6 Diagram of a lateral settlement of a group piles caused by lateral interaction. 3x3. Clay. D=0.75 m.
493
Kh (kN/mm)
Krutost grupe 4 i 9 šipova. Glina 350 300 250 200 150 100 50 0
2x2 3x3
0
1
2
3
4
5
6
s (D)
Slika 7 Dijagram promene krutosti za grupu od 2x2 i 3x3 šipova u glini zavisnosti od međusobnog rastojanja D=0.75m. Figure 7 Diagram of stiffness variation of 2x2 and 3x3 groups of piles ES=const. (in clay) depending on the mutual distance D=0.75m.
Example 2 With the pile diameter D=0.75m, which is a modified example from (Pender,1983), because the soil modulus is linearly variable by depth (soil-sand). The soil modulus adopted is at the depth of on one diameter of the pile. s/D=10. m=16,3 MPa/m; ES=m·D=12,23 MPa. Here, m=16.3 MPa/m which for this pile results in the soil modulus ES=m·D=12,23 MPa. Therefore, only at the soil depth of 1,53 m (or 2,05 D) , the soil-pile modulus equals 25 MPa. The coefficients of flexibility and stiffness of the pile differ, with the soil with linearly variable modulus by depth (labeled m) in comparison to the soil with a constant modulus. For the soil with linearly variable modulus by depth, displacement and momentum for the piles with fixed heads are calculated according to the following equations:
u F = f FH H
1.35 K −0.333 mD 2 I MF = 0.37 K 0.222
f FH =
M F = − I MF HD
(15) (16)
494
Промена сила Hi (s/D) pesak D=0,75m, 3x3
160,00
Hi (kN)
140,00 120,00 100,00 80,00 60,00 40,00
max Hi
20,00 0,00
Δ extr Hi
min Hi
0
2
4
6
s/D
8
10
12
Slika 8 Dijagram preraspodele sila u pesku usled horizontalne interakcije. max Hi; min Hi; Δ extr Hi. 3x3. m=16.3 MPa/m, D=0.75 m. Figure 8 Diagram of redistribution of forces in sand due to lateral interaction. max Hi; min Hi; Δ extr Hi. 3x3. m=16.3 MPa/m, D=0.75 m.
Hor. Def. Šipa Pesak 3x3, D=0,75m 3,50
3,12 2,86 2,67
u (mm)
3,00 2,50 2,00
2,40 1,85
1,50 1,00 0,50 0,00 0
2
4
6
s/D
8
10
12
Slika 9 Dijagram horizontalne deformacije grupe šipova usled horizontalne interakcije. 3x3. Pesak. m=16.3 MPa/m, D=0.75 m Figure 9 Diagram of horizontal deformation of a group of piles due to horizontal interaction. 3x3. Sand. m=16.3 MPa/m, D=0.75 m
495
H oriz. Efikasnost grupe šipova u pesku 3x3
120,00 100,00
%
80,00 60,00 40,00 20,00
Efikasnost K (%)
0,00
Efikasnost Hmax 0
2
6 s/D
4
8
10
12
Slika 10 Dijagram efikasnosti grupe šipova usled horizontalne interakcije: prema krutosti i prema maksimalnoj sili. Raspored 3x3. Pesak. Krutost naglo pada nakon smanjenja rastojanja ispod 5 prečnika. m=16.3 MPa/m, D=0.75 m Figure 10 Diagram of efficiency of a group of piles due to horizontal interaction: according to stiffness and maximum force. Arrangement 3x3. Linearly variable soil modulus (sand). Stiffness decreases abruptly after distance is reduced under 5 diameters m=16.3 MPa/m, D=0.75 m
Kh (kN/mm)
Krutost grupe 4 i 9 šipova. Pesak 600,00 500,00 400,00 300,00 200,00 100,00 0,00
2x2 3x3
0
2
4
6
8
10
12
s (D)
Slika 11 Dijagram promene krutosti za grupu od 2x2 i 3x3 šipova (ugrađenih) u pesku zavisnosti od međusobnog rastojanja. m=16.3 MPa/m, D=0.75 m. Figure 11 Diagram variation stiffness for a group of piles 2x2 and 3x3 embedded in soil with linear variation modulus depending on mutual distance. m=16.3 MPa/m, D=0.75 m.
RESULT ANALYSIS In the case of making foundations in the soil with linearly variable modulus by depth (ES=m·D=25 MPa) the horizontal stiffness of a group of piles having diameter 0,75 m in a distribution 3x3 is less different than the horizontal stiffness of the groups in the
496
distribution 2x2, if the distance between the piles is 3; 3.5 or 4 D. The difference becomes more prominent only at 5D. According to the proposed calculation theory, if for dimensioning of a group of piles a dominant condition is horizontal stiffness (and not vertical bearing capacity) it is not cost efficient to increase the number of piles in a group with a distance of up to 4 D between them, but it is better to increase the axial distance between the piles to 5 D or to opt for larger distances and diameters of piles. When for the 3 D , the 2x2 distribution is changed to 3x3 distribution, the stiffness of the group due to interaction increases for only 59%, for 5 D it is 72%, and for 10 D it is 90%. CONCLUSION When selecting the number and distribution of piles in a group, if the horizontal stiffness does not have a crucial impact on the designing factor, but rather resistance to horizontal force (shear) of the pile heads, the increase of a number of piles in a group is an acceptable solution, event at distances between the piles smaller than 4 D. This is the consequence of the horizontal interaction of piles in a group. The increase of the number or diameter of piles is adequately implemented in seismically active areas, when design is produced according to the properties, that is, seismic capacity of the structure. Therefore, if in design of the piles, horizontal stiffness of a group has an important role, it is more favorable to use the axial distances of 4 or 5 D. Of course, in case of the diameters larger than 5 D one should consider dimensions and stiffness of a cap, because larger diameters of piles for larger mutual distances can be implemented for the foundation slabs, where there are no classic caps (in the case of buildings). When designing foundations on the piles, the necessary condition, in addition to adoption of a number of piles is determination of axial distance. Axial distance is limited by the dimensions of caps and/or by the thickness of a slab (stiffness) In some cases of the 3x3 destruction, when the axial distances are small, such as 3 to 4D, due to a specific interaction it is cost effective to exclude the central pile, unless it is used for seismic function to increase plastic hinges and dissipation of seismic energy. It can be implemented even for more than 9 piles. The other conclusions are provided in the text and the result analysis. Acknowledgment This paper has been done with a financial assistance of the Ministry of Science, Education and Technological Development of the Republic of Serbia, within the project of technological development TR 36043. REFERENCES: Pender M. J.: Aseismic pile foundation design analysis. Bulletin of the New Zealand National Society for Earthqake Engineering, Vol. 26. No.1. March 1993. Klar A., Spasojevic A.D., K. Soga: Continuum Solution of Lateral Loading of Large Pile Groups. CUED/D-SOILS/TR 334 (July 2004) Folić B.: Seizmička analiza betonskih konstrukcija fundiranih na šipovima. Doktorska disertacija. FTN. Univerzitet u Novom Sadu. Novi Sad 2017.
497
UDC: 624.151.6(497.11) Stručni članak
PRIKAZ FUNDIRANJA OBJEKATA I FAZE PROJEKTA ,,BEOGRAD NA VODI” Milan Ivetić, Milorad Ivetić, Miloš Hranisavljević, Vesna Lazarević, Aleksandra Kiković, Darko Božić Novkol, Surčinski put 1K, Beograd, Srbija
[email protected] ,
[email protected] REZIME Kompanija Novkol je izvela šipove za sva četiri objekta I faze projekta ,,Beograda na Vodi” , i ta iskustva su bila osnova za ovaj rad. U njemu su opisana primarna načela projektovanja i izvođenja dubokog fundiranja, potrebna testiranja, sa specifičnostima koje nosi predmetna geologija njen lokalitet, konstruktivni sistemi objekata i zahtevano praćenje kontrole kvaliteta. KLJUČNE REČI: Beograd na Vodi, fundiranje, šipovi, geologija, izvođenje
FOUNDATION REVIEW OF BUILDINGS OF THE I PHASE ,,BELGRADE WATERFRONT” PROJECT ABSTRACT Company Novkol has performed piles for all four buildings of I phase of the project "BelgradeWaterfront", and these experiences were the motive for this work. It describes the primary principles of design and execution of deep foundation, the necessary testing, with the specifics of the subject geology of its locality, constructive systems of structure and the required monitoring of quality control KEY WORDS: BelgradeWaterfront, foundatiom, piles, geology, execution
UVOD Projekat “BEOGRAD NA VODI” podrazumeva izgradnju objekata mešovite namene na ukupnoj površini od 1800000m². Prvu fazu ovog projekta čine objekti : BW Residences (Plot14), BW Vista i Parkview (Plot 18), BW Tower (Plot 19.1), BW Gallery Shopping mall (Plot 19.2). Usled specifičnosti tla (desno priobalje reke Save), samih karakteristika objekata (spratnost, površina, konstruktivni sistem…), kao i ekonomske opravdanosti, za
498
pomenute objekte su primenjeni različiti pristupi projektovanja i metoda izvodjenja dubokog fundiranja. Objekti su fundirani na bušenim šipovima (sa zaštitnim kolonama i/ili isplakom, zaštitom u vidu prethodno mlazno injektitanog tla), na CFA bušenim šipovima i na dijafragmama (baretama).
Slika 1. Dispozicija objekata I faze “Beograda na vodi” Figure 1. Layout of buildings in phase I of “Belgrade waterfront”
GEOLOGIJA LOKACIJE Geološko-geomehanička ispitivanja i elaborat za sve objekte su urađeni i pripremljeni od strane SI CIP-a. U morfološkom pogledu teren (deo od mosta Gazele do Starog Savskog mosta u jednom i od reke do Savskog bulevara u drugom pravcu) predstavlja aluvijalnu ravan reke Save. Geološki građu od površine terena do dubine istraživanja izgrađuju sledeći litogenetski članovi: nasip, aluvijalne naslage, lapori i krečnjaci. Nasip izgrađuje neposredne površinske delove terena. Ova nasipanja su izvedena krajem 19 veka, prilikom nasipanja “Bare Venecije”, kada je izgrađena železnička stanica Beograd. Kote terena predmetnih lokacija se kreću od 74.5mnm do 76.5mnm. Pri nasipanju je korišćen prašinasto-glinoviti material i građevinski šut čije debljine variraju od 2.5m do 12m. Podinu nasipa izgrađuju aluvijalne naslage predstavljene facijama: mrtvaje, povodnja i korita. Faciju mrtvaja čine muljevi i gline neujednačene debljine (0.3-3.4m). Ove naslage su jako deformabilne, smanjenih otpornih svojstava. Ispod facije mrtvaja nalaze se facije povodnja, takođe jako deformabilne i smanjenih otpornih svojstava, predstavljene glinovitom prašinom (debline 1-11m) i glinovitom peskovitom-prašinom (debljine 2.6-12.8m). Najnižu faciju aluvijalnih naslaga čine korita – pesak i šljunak. Peskovi su sitnozrni do srednjezrni, prašinasti, slabo do srednje zbijeni, ponegde izmešani sa šljunkom. Debljina sloja peska se kreće od 0.5m do 9.8m u zavisnosti od položaja u odnosu na reku (veće debljine su do reke). Šljunkovi su
499
najdublji delovi aluvijona, debljine od 0.3m do 4.6m, peskoviti, dobre zbijenosti. Ispod aluvijona se nalaze laporovite tvorevine: laporovite gline, lapori i laporci. Gornje kote laporovitog kompleksa se kreću od 51mnm do 57mnm i debljine su od 2m do 23m. Tlo je zbijeno, čvrste konzistencije. U podini lapora se nalazi prelazna zona krečnjačkolaporovitog kompleksa koji sačinjavaju lapori, krečnjaci i peščari. Deblinja ove prelazne zone je od 2.5m do 13.5m. Na dubinama od 25m do 53m (na području kule od 32.4m do 36.3m) od površine terena, tj apsolutne kote od 22mnm do 50mnm (na području kule od 39mnm do 43mnm) počinju sprudni organogeni krečnjaci. Najčešće je zastupljen krečnjak “pužarac” u nepravilnoj smeni sa laporovitim i peskovitim organogenim krečnjakom. Čvrstoća ovog krečnjaka je jako promenjiva u zavisnosti od dominantne komponente i uslova sedimentacije. Postoje partije pužarca koje su opisanje kao slabo vezane peskovite drobine jako male čvrstoće, dok pak postoje partije kompaktnog krečnjaka izuzetno velike čvrstoće. Moglo bi se reći da ovu sredinu karakteriše smenjivanje ovih dveju partija. Na dubinama većim od 60m počinju kompaktni, masivni, čvrsti krečnjaci urgonske starosti. Na osnovu opisanih sredina u geomehaničkom smislu, može se konstatovati da duboko fundiranje (šipovi) mora da se završava u slojevima lapora ili krečnjaka u zavisnosti od projektovanih sila u šipovima. U pogledu hidrogeoloških svojstava terena, s obzirom da su aluvijalni sedimenti u direktnoj hidrauličkoj vezi sa Savom, predstavljaju izdan sa vrlo visokim nivoima podzemne vode. Facije povodnje su zaglinjeni materijali, sa malim koeficijentom vodopropustljivosti, i kao takvi nisu pravi kolektori za razliku od peskovito-šljunkovitih sedimenata (koji se nalaze ispod njih a iznad lapora koji je izolator) koji predtavljaju prave hidrogeološke kolektore. Upravo ovaj fenomen (koji može biti izražen ili pojačan u zavisnosti od nivoa Save u perioda izvođenja) hidrauličke veze sa Savom, aluvijalnih peskova i šljunkova sa velikim koeficijentima filtracije, predstavlja jedan od najvećih problema stabilnosti bušotine prilikom iskopa za šip (pored toga što su gornji slojevi muljeviti i nestabilni), jer pritisak vode usled velikog hidrauličkog potencijala spira čestice unutar bušotine koje isplaka nije stanju da održi, odnosno da ostvari nadpritisak na zidove bušotine. Nivoi radnih platformi, sa kojih su se izvodili šipovi su niži od nivoa podzemnih voda, tako da je rad depresionih bunara bio neprekidan. BW RESIDENTAL TOWERS - PLOT 14 Objekat “BW Residental towers” je stambenog karaktera sa 20 spratova, ukupne površine od 12000m² i ukupne visine od 73m. Podeljen na zone koje pripadaju samim kulama A i B i zonu Podijuma i Parking površine (niži deo objekta). Ispod samih kula fundiranje je rešeno sa dijafragma (baretama) a ispod nižeg dela objekta sa CFA šipovima. Radovi su izvodjeni uz konstantan rad depresionih bunara okolo objekta kojih je bilo ukupno 10 kom ( 6 do reke i po 2 upravno od reke).
500
Slika 2. Dispozicija šipova i dijafragma-bareta-Plot 14 Figure 2. Location of piles and barrettes-Plot 14
Ispod kula prvobitno su projektovani šipovi čije bi se baze završavale u sloju krečnjaka “pužarca”. Medjutim usled nepouzdanosti u otpornost tog sloja pri oslanjanju baze šipova, pristupilo se racionalnijem i pouzdanijem rešenju sa dijafragmama (baretama) koje imaju daleko veću nosivost po omotaču zbog svoje površine. U preprojektovanju je učestvovao projektantski tim kompanije “Novkol a.d.”. Ispod stubova i zidova buduće konstrukcije su se izvodile dijafragme sa pojedinačnom lamelom ili sa grupisanim lamelama:
Slika 3. Tipovi dijafragmi sa jednom,dve,tri i četiri lamele Figure 3. Type of barrettes with one,two,three and four panels
Dužine bareta su 30m i baza im je u sloju lapora. Širina osnovne lamele je 250cm a debljina 60cm. Iznad dijafragmi je temeljna ploča debljine 200-260cm čime je obezbedjenja dovoljna krutost u horizontalnom pravcu. Ukupan broj dijafragmi je prikazan na slici 3. Pogodnost u smislu izvođenja dijafragmi, odnosno iskopa pod zaštitom isplake, proizlazi iz činjenice da je radna platforma dovoljno viša od nivoa reke Save, t.j. nivoa podzemne vode na mestu izvodjenja. Time je omogućen dovoljan hidrostatički pritisak isplake u bušotini u
501
odnosu na priitisak vode okolnog tla. Izvodjenje dijafragmi (bareta) se sastojalo iz dve faze. I faza koja se sastoji od iskopa za dijafragmu pod zaštitom isplake i II faze, ugradnje armaturnog koša i zatim betoniranja panela dijafragme uz pomoć kontraktorskih cevi.
Slika 4. Faze izvodjenja dijafragmi Figure 4. Phases of barrettes execution
Ispod nižeg dela objekta izvodili su se bušeni CFA šipovi prečnika od 600mm, dužine 22m, čije su baze u sloju lapora. Nadglavne kape iznad šipova su visine 100 cm a ploča na preostalom delu je 35cm. Ukupan broj šipova je 466 komada sa dinamikom izvodjenja od 15-20 komada po radnoj smeni. Izvodjenje CFA šipova se sastoji iz tri faze. Prva faza podrazumeva bušenje kontinualnim svrdlom do potrebne dubine. U drugoj fazi se injektira beton kroz ošupljeni centralni deo svrdla i na kraju u trećoj fazi se ugradjuje armaturni koš. Kao kontrola kvaliteta ugradjenog šipa vršena su ispitivanja njegovog integriteta. Za šipove je primenjena metoda niskonaponskog testa integriteta “PIT”, a za dijaframe je korišćena ultrazvučna metoda “crosshole sonic logging”. Test dinamičkog opterećenja je primenjivan i na šipovima i na dijafragmama. Za šipove je korišćen teg od 5t koji je opterećivao šip slobodnim padom i do 2,2m visine, a za dijafragme teg od 21 t koji je opterećivao dijafragmu slobodnim padom sa visina i do 2m. Dobijena statička nosivost na osnovu dinamičkih testova i sprovedene “CAPWAP” analize, za šipove je ne manja od 2700kN a za barete od 1,2,3,4 panela je iznosila 15MN, 23MN, 39MN, 42 MN. BW VISTA AND PARKVIEW – PLOT 18 Objekat je stambeno-poslovnog karaktera i sastoji se od dve kule od 23 sprata, visine 83m, nisko etažnom konstrukcijom iznad pizemlja (podijumom) i dvo-etažnom garažom. Na nivoima podijuma i podzemnih etaža nalazi se horizontalna dilatacija u armirano-betonskoj ploči, dok je temeljna ploča iz jedne celine. Projekat je izvela kompanija „DERBY DESIGN DOO“. Sistem fundiranja je naglavna betonska ploča različitih debljina, oslonjena na bušene armirano-betonske šipove. Ukupan broj šipova je 472. Obe kule su fundirane gotovo indetično, na temeljnoj ploči površine oko 1170m2, debline 1.5m, koje se oslanjana
502
na 128 šipova (po kuli) prečnika 1000mm (prvobitne dužine iz glavnog projekta su bile 33m, a kasnije u toku izvođenja nakon rezultata statičkog testiranja, dužine šipova preprojektovane na 29-31m, tj samo toliko da se „uvedu“ u zonu krečnjaka), sa kotom vrha šipa 68.85mnm . Podijumski deo se oslanja na temeljnu ploču debljine 0.45m, i preko naglavnih kapa debljine 1.2m i 1.5m na šipove prečnika 800mm (prvobitne dužine P1=30m, P2=25m i P3=25m, a kasnije nakon statičog ispitivanja preprojektovane na P1=27m, P2=22m, P3=22m i 20m, zona baze šipa je lapor ), sa kotom vrha šipa 69.15mnm, koji pored ostalih opterećenja imaju i ulogu prihvatanje sile uzgona vode. Ispod većine stubova podijuma se nalazi samo jedan šip.
Slika 3. Osnova šipova Plot 18 Figure 3. Disposition of piles Plot 18
Usled visokog nivoa reke Save, nestabilnosti muljevitih slojeva, hidrauličke veze aluvijona sa rekom, sniženja podzemne vode na samom objektu (plotu 18) i sniženja na susednom objektu (plot 14), na dubini od 5-15 m bušotina je bila izrazito nestabilna sa velikom filtracijom podzemne vode i kao takva zahtevala poseban tretman prilikom bušenja, kako ne bi došlo do velike potrošnje betona i kako bi se održalo kvalitetno ugrađivanje. Kao najprihvatljiviju tehnologiju izvođenja za gore pomenuti problem, inženjerski tim Novkola je predložio tehnologiju izvođenja koja podrazumeva prethodno mlazno injektiranje (jet grouting) buduće bušotine na dubini od 5m do 15m (od uvodne kolone do lapora). Usvojeni su specijalni parametri „jet groutinga“ takvi da se uz minimalne količine cementa, pomenuto tlo stabilizuje i izoluje od prirodnih hidrauličkih uticaja, kao i da se dobije tlo pogodno za rotaciono bušenje . Prečnici džet kolona su bili 1500 mm. Nakon
503
očvršćavanja tla vršio se bušenje šipa pod zaštitom isplake, spuštanje armaturnog koša i betoniranje kontraktorskim postupkom. Prilikom izrade šipova, kota radnog platoa je bila 69.5mnm, uz neprekidan rad deset depresionih bunara (dubine 20m, tj do lapora, kapaciteta od 15-20 l/s) raspoređenih po obimu objekta površine 13000 m2.
Slika 3. Shematski prikaz primenjene tehnologije izvođenja šipova na geološkom profilu Figure 3. Shematic view of the applied pile performing tehnology on the geological profile Primenjivane kontrole kvaliteta izvođenja šipova su: merenje prečnika bušotine Kaliper instrumentom, niskonaponski test integriteta šipa (472 kom), i statička ispitivanja šipova. Na predmetnom objektu izvršeno je šest statičkih ispitivanja šipa na aksijalnu silu pritiska (tri za šipove Kule sa maksimalnom silom ispitivanja od 11100 KN (7400*1.5), dužina 25m, 25m, 30m i tri za šipove Podijuma sa maksimalnom silom ispitivanja od 7315 KN (4875*1.5) i 5100 KN (3400*1.5), dužina 20m, 20m, 20m ), čime se dokazala nosivost projektovanih šipova, odnosno izvršila racionalizacija smanjenjem prvobitnih dužina šipova. Za nanošenje potrebne sile na vrhu šipa, korišćena je hidraulučka presa sa četiri cilindra (kapaciteta 1200 T ) postavljenih između glave šipa reaktivnog sistema koji čine glavna čelična greda (težina 28T), dve pomoćne čelične grede i geotehnički ankeri usidreni u anker (reaktivne) šipove. BW TOWER - PLOT 19.1 Projekat za oblakoder “Kula Beograd” je po svemu spečifičan i u njemu je bio uključen čitav tim medjunarodnih stručnjaka. Zanimljivo je reći da su prilikom projektovanja, izvođenja i kontrole kvaliteta šipova korišćeni standardni i procedure ,,U.S. D.o.T. Federal Highway administration”. Objekat je podeljen u tri zone. I zonu prestavlja sama Kula od 168m, 40 spratova (2Po+Pr+40) i površine u osnovi od 1230m². II zonu čini podijum spratnosti od 2 etaže sa površinom u osnovi od 1070m² . Treću zonu karakteriše Plato površine preostale do 10000 m². Projektom je predvidjeno da se izvodi 62 šipa kule ø1200mm, 34 šipa podijuma ø1000mm i 174 šipa platoa ø1000mm. Nakon testa statičkog
504
opterećenja metodom “Ostembergovih ćelija” za šipove kule usvojene su konačne dužine svih šipova. Isto tako za šipove platoa i podijuma je vršen test klasičnog statičkog opterećenja (opterećenje sa vrha šipa) na osnovu kog su usvojene konačne dužine. Depresioni bunari koji su spuštali nivo podzemne vode su bili svi postavljeni do reke ( 12kom). Radni plato je bio ispod nivoa reke Save, kao i nivoa podzemne vode u periodu izvodjenja.
Slika 8. Dispozicija šipova za objekat “BW Tower” Figure 8. Disposition of piles for “BW Tower”
Izvodjenje šipova kule je zahtevalo posebne uslove i načine rada koji nisu uobičajni. Zbog pomenute direktne povezanosti nivoa podzemne vode na mestu izvodjena i reke Save, u toku bušenja, isplaka nije bila dovoljna da obezbedi stabilnost zidova bušotine u sloju aluvijona. Iz tog razloga se vršilo utiskivanje privremenih zaštitnih kolona koje su pobijane u sloj lapora 0,5-1m ispod aluvijona. Kada se bušenjem prodje sloj aluvijona stabilnost zidova bušotine obezbedjuje isplaka u njoj. Dubine bušenja su iznosile 40m od kote radne platforme, a šipovi su se završavali cca 8m u krečnjaku. Prilikom bušenja kroz slojeve različite otpornosti i sastava korišćeni su različiti alati na bušećoj garnituri ( kratko svrdlo, “soil bucket”, “rock bucket”, “core barrel”, “cleaning bucket”). U toku bušenja isplaka je konstatno uzorkovana. Nakon dostizanja projektovane dubine pristupalo se kontrolama kvaliteta bušotine ( “caliper logging”, “sound weight”, uzorkovanje isplake, “čišćenje dna bušotine” i ponovno merenje dubine). Da bi se što više smanjilo vreme ugradnje armaturnih koševa od završetka iskopa, armaturni koševi do čak 40m su pravljeni u celosti “na zemlji” na samom gradilištu. U svaki koš su instalirane celom dužinom po 4 cevi za ultrazvučno ispitivanje integriteta betona. Posebna pažnja je bila posvećena podizanju koševa. Dinamika izvođenja ovih šipova sa svim kontrolama je iznosila jedan šip po danu (dve smene). Šipovi platoa i podijuma su projektovani na dužinu od 25m. Zbog podignutog nivoa radne platforme u odnosu na temeljnu ploču i denivelacije iste po odredjenim zonama iskop je išao i do 30m dubine. Ovi šipovi su se privremeno zacevljivali celom dužinom i za njih nije korišćena isplaka. Njihova baza se završavala u sloju lapora (laporaca). Dinamika šipova platoa i podijuma sa tri bušeće garniture je dostizala čak izradu 5 šipova po danu (2 smene).
505
Za svaki šip kule (62) je ispitivan integritet betona ultrazvučnom metodom “crosshole sonic logging”, kao i za 25% šipova platoa i podijuma. Takodje, niskonaponski test integriteta betona “PIT” se primenjuje za sve šipove. Pored statičkog opterećena sa “Ostembergovim ćelijama” na test šipovima kule, pre početka izvodjenja šipova platoa i podijuma izvršena su 2 ,,klasična statička” ispitivanja na aksijalnu silu pritiska, za iste. Projektom je zadata sila na kojoj se ispituju šipovu od 2 x maksimalne radne sile, kako za testitranje šipova kule, tako i za šipove podijuma. Projektovana sila opterećivanja test šipova kule je iznosila 44MN, a aplicirana je i sila od čak 60MN kako bi što bolje odredili kapacitet nosivih slojeva tla. Granična nosivost pri oterećivanju nije dostignuta u oba slučaja a ponašanje šipova na dijagramu sila-pomeranje je linearno-elastično i za opterećenja daleko veća od radnih sila na šipovima kule, dok je kod jednog od šipova platoa i podijuma na dijagramu sila-pomeranje uočljivo plastino ponašanje pri sili većoj od maksimalne radne 1,8 puta (sila od 9000 KN) . Primećena razlika u pomeranjima kod test šipova platoa i podijuma pri istim vrednostima sile stoji u činjenici prisustva proslojaka stene u slojevima lapora kod jednog šipa, odnosno nepostojanja proslojaka stene kod drugog. Prisustvo proslojaka laporca i peščara u sloju lapora na lokalitetu jednog test šipa platoa i podijuma je jasno primećeno prilikom bušenja. Na 12 od ukupno 62 šipa kule i na 11 šipova platoa i podijuma je radjen dinamički test opterećenja. Prilikom testiranja šipova kule, puštanjem tega od 42T slobodnim padom sa visine i do 1,5m proizvedene su sile u šipovima koje aktiviraju statičku nosivost šipova od 50-70 MN. Pomeranja pri tim silama su u zoni elastičnosti (nisu prelazila 1mm) i nije dostignuta granična nosivost tla. U slučaju test šipova platoa i podijuma, puštanjem tega od 42t slobodnim padom sa visine do 0,65m proizvedene su sile u šipovima koje aktiviraju statičku nosivost šipova od 7-23 MN. Za neke od šipova pomeranja pri pomenutim silama su nepovratna (do 6mm) i dostignuta je granična nosivost tla. Za obradu ovih rezultata nosivosti korišćena je CAP WAP metoda. BW GALLERY SHOPPING MALL – PLOT 19.2 Objekat tržnog centra je orijentacionih dimenzija u osnovi 380m x 180m, projektovan sa tri nadzemne i dve podzemne etaže. U sklopu ove parcele, posebnu celinu čini objekat nadzemne garaže koja se sastoji od dve podzemne i šest nadzenih etaža i koji je dilatiran u odnosu na tržni centar. Konstrukcija je armirano betonska skeletna konstrukcija. U temeljnoj ploči nema dilatacija. Kote dna temeljnih ploča su 68.8mnm u centralnom delu i 70.70mnm po obodu objekta, u okviru kojih se nalaze naglavice za šipove. Između naglavnih ploča (debljine 1m) projektovana je temeljna ploča debljine 50cm preko koje se izvodi tehnička etaža visine 35 cm i plivajuća ploča poda garaže od 15cm. Prednosti ovakve temeljne ploče su težina protiv uzgona vode, kao i izrada hidroizolacije preko temeljne ploče od 50cm. Šipovi su raspoređeni potrebnim brojem po stubnom mestu tako, da radna sila u njima bude oko 1700 KN. Ukupan broj izvedenih šipova je 3853. Šipovi su prečnika 550mm, u najvećem broju dužine 15m u centralnom delu, i 17m u obodnom delu objekta. Logika projektanta je bila da se šip u dužini od 2 m „uvede“ u sloj lapora. Kote vrha iskrajcovanih šipova u najvećem broju su 68.85mnm i 70.75mnm. Projekat konstrukcije i fundiranja je izveden od strane kompanije „Arhi.Pro“ iz Beogarda.
506
Slika 10. Dispozicija šipova (3853kom) – Plot 19.2 Figur 10. Location of piles (3853pcs) – Plot 19.2
Šipovi su se izvodili CFA tehnologijom, što je omogućilo veliku brzinu izvođenja i do 35 šipova po smeni na jednoj mašini. Problem nestabilnosti bušotine je ovde rešen samom primenom CFA tehnologije, odnosno upotrebom bušećeg svrdla za osiguranje od okolnog tla u bušotini, kao i vrlo brzom izvođenju šipova. Izvođenje jednog šipa (bušenje betoniranje, ugradnja koša) je trajalo u proseku manje od 15 min. Nivoi radnih platformi sa kojih su se izvodili šipovi su bili 69.0 mnm i 71 mnm. Oko cele površine objekta je bilo 86 depresionih bunara ( kapaciteta i dužine istih kao i za ostale plotove), 50 kom do Save a ostatak raspoređen na ostale tri strane obima objekta. Ispitivanja šipova koja su izvršena na ovom objektu su: niskodilatacioni test integriteta (1950 šipova), test dinamičkog opterećenja (3šipa), test statičkog opterećenja na aksijalnu silu pritiska (1 šip). ZAKLJUČAK Prikazani načini fundiranja ukazuju na raznolikost kako u projektovanju tako i u tehnologiji izvođenja šipova. Za sigurno i racionalno projektovanje dubokog fundiranja, pored istražnih geomehaničkih radova, propisanih ispitivanja i kontrole kvaliteta, neophodno je poznavati i mogućnosti savremene tehnologije izvođenja istih. LITERATURA: Robert W. Day: Geotehnical and Foundation Engeneering Dr Ali Candogan: The Art and Practce of Foundation Engineering. University of California, Berkeley. Novkol Arhiva
507 UDC: 625.11(496.5) Pregledni naučni članak
ZNAČENJA DISKONTINUITETA PRI PROEKTOVANJU LINIJSKIH OBJEKATA Orce Petkovski, Vanco Angelov Geohidrokonsalting, ul. Alekso Demnievski 17/13, 1000 Skopje, R. Macedonia,
[email protected] ,
[email protected] REZIME Strukturno-geološke i inženersko-geološke karakteristike stenskih masa predstavljaju jedne od najznaćajnih svojstava građevinske sredine pri projektovanju i izvođenju liniskih objekata. Pored njih takodže, dosta su važne i fizičko-mehanička svojstva sredine. U ovom radu je napravljena prezentacija rezultata geološko-geotehničkih ispitivanja vozne pruge Kičevo-granice sа Republikе Albanije, sa posebnim akcentom na orientaciju pukotinskih sistema u stenskim masama u odnosu budućih projektovanih liniskih objekata. KLJUČNE REČI: liniskih objekata, fizičko-mehanička svojstva, orijentacija pukotinskih sistema
SIGNIFICANCE OF DISCONTINUITIES DURING DESIGN OF LONGITUDINAL STRUCTURES ABSTRACT Structural-geological and engineering-geological properties of rock masses represent some of the most significant features of the engineered medium during design and construction of longitudinal structures. Beside them, also very important are the physico-mechanical properties of the medium. This paper presents the results of geological-geotechnical testing for the railway Kičevo-border with Republic of Albania, with special attention to the orientation of the joint systems in the rock masses in relation to the future designed longitudinal structures. KEY WORDS: longitudinal structures, physico-mechanical properties, orientation of joint systems
UVOD Pri izgradnji autoputa, pruge i dr. liniskih objekata, stabilnost kosine usecima i zasecima projektovani u ćvrsto vezanim stenama, zavise kako od geotehničkih parametara tako i od
508
diskontinuitetnog stanja. Sa druge strane, diskontinuiteti su povezane za određene tipove stene, koji iz geološkog aspekta mogu biti magmatskog, sedimentnog i metamorfnog porekla. Sve ove stene imaju različiti tip pojavljivanja u prirodi, pojavljuju se kao masivne, uslojene i uškrilene. Za masivne stene vežu se mali broj pukotina, dok za uslojene i uškrilene veći broj pukotina, uglavnom po površine sloevitosti i folijacije. Na ove površine u zavisnosti između orijentacije kosina iz useka ili zaseka i pukotinskog sistema, mogu se desiti ravninski lomovi ili da se formiraju klinovidni lomovi. Mogućnost formijanja ovakvih ravninskih i klinovidnih lomova, su analizirane na karakterističnim poprečnim profilima i na osnovu detalnih inženerskogeoloških kartiranja terena i izvedbi mernih mesta. Za isticanje je veoma uska povezanost geologije i geotehnike pri analizovanje stabilnosti kosina. Pored dobijenih laboratoriskih rezultata o stenskim masama, isto tako značajne su i realna pretstava terena i geološke prilike. Iz odnosa između elemente pada (sloevitosti i folijacije) kod stenskih masa i orientacije projektovanih kosina, zavise i mogućnosti izbora povoljnih strana useka ili zaseka u ranim fazama projektovanja. U početnim fazama istražnih radova, duž svih liniskih objekata, izvodi se detaljno inženerskogeološko kartiranje terena, koristeći topografsku kartu u meri 1:1 000. Kartiranje se izvodi da bi se utvrdili granice između litoloških jedinica, strukturno-tektonskih karakteristika stenskih masa, merenja diskontinuiteta i iste se koriste za različite geotehničke klasifikacije. Iz IG (inženerskogeološkog) kartiranja izdvojene su granice između pojedinih litoloških članova na površini terena, i služe kao osnovu za izrađivanje inženeskogeološke karte, kao podlogu za pravilno lociranje istražnih radova i definisanje inženerskogeološke građe terena u dubini. Isto tako iz IG (inženerskogeološke) karte mogu se videti orijentacija poprečnih profila (projektovane useke i zaseke) u odnosu geografskog sjevera, koji je značajan za dalje geotehničke analize.
Slika 1. Određivanje azimuta leve i desne kosine useka iz IG karte
Inženersko geološko kartiranje terena je izvršeno na osnovu metoda sleđenje geoloških granica i kartiranje svih vidljivih izdanaka stenske mase u pojasu oko 100.00m duž trase pruge. Na karakterističnim izdancima stenskih masa, formirane su merna mesta za ocenu
509
stepena ispucanosti (prirodnih pukotinskih sistema, orijentacija glavnih pukotinskih sistema i folijacija, dužina, otvor, rapavost, prisutnost vode i dr.). Ovi podatci imaju veči značaj iz aspekta u odnosu između elemente pada ravnine diskontinuiteta i naklone i orijentacije kosine, budući da iz tog odnosa zavise i kinematski odnosi uslova za eventualne pojave nestabilnosti. U narednim poglavljima dajemo poseban osvrt zavisnosti diskontinuiteta stena metamorfnog porekla koji imaju masivnu i škrilastu teksturu, a za stene tipa: Mermera, koji imaju masivno pojavljivanje Filitoida, (škriljaca) sa uškriljeno pojavljivanje. U daljem tekstu navesčemo nekoliko karakterističnih dejstva pri izvedbe useka i zaseka kod ovih tipova stena i dobijene faktore sigurnosti u zavisnosti registrovanih pukotinskih sistema na lokaciju i orijentaciju kosina. LITOLOŠKI OPIS STENE Mermere (MD) Na istraživanom prostoru, ove stenske mase pojavljuju se na višim delovima terena kao masivne, jako cvrste i delimično obuhfačene procesom karstifikacije. Vidljiva su tri glavna pukotinska sistema, koje imaju blokovsku ili slojevitu ispucalost. Pukotine su uglavnom stisnute sa retkim otvorenim pojedinim pukotinama, koje najčešče imaju subvertikalan pad. Njihova boja je promenljiva od sive do bele po površine, do bele u dubinu. Filitoide (FD) Ove stene imaju lepido-granoblastičnu ili granoblastičnu strukturu i uškriljenu teksturu, dok bitne minerale su kvarc, sericita i muskovit, dok sporedni su hlorit, epidot, magnetit i glinovita materija. Uškriljeni su i tenkolistasti do tenkopločasti, a ispucani su pretežno po folijacii. Ove folijacijske pukotine sa ostalim pukotinskim sistemima, koji su skoro normalne na njih, formiraju manji klinovi i uslova za ispadanje manjih stenskih komada. Na površini su ispucani i primećuju se manji komadi stena sa “cm” dimenzija koji ulaze u sastav deluvijalnog pokrivača. Imaju promenjivu boju od svetlo sive, sive do tamno sive i crne. ŽELEZNIČKA PRUGA KIČEVO-GRANICA SA REPUBLIKOM ALBANIJOM (KORIDOR 8) Pojavljivanje ćvrsto vezanih stena u vidu izdanaka na površini terena (gde je projektovana trasa), omogučava izvedbu brojnih mernih mesta i njihovo kompletno definisanje u odnosu diskontinuiteta. To je bitno za proračun faktora sigurnosti kao i geotehničkih parametara i fizičko-mehaničkih odnosa zastupljenih stenskih masa. Treba reči da iz geotehničkog aspekta za stabilnost budućih objekata (useka i zaseka) u sredini koja je izgrađena od mermera i filitoida (škriljaca), važnu ulogu imaju izmerene pukotinske sisteme i fizičko-mehaničke karakteristike. Iz osobnog je značaja interaktivni odnos između orijentacije i naklona, odnosno folijacija i pravac kosina useka. Sa izveđenim
510
inženeskogeoškim kartiranjem terena, na više mesta je izmjeren osnovni strukturan elemenat-folijacija (filitoida) škriljaca, a istotako su izmereni i zastupljene pukotinske sisteme kod ovih stena i mermera, uzete su i monolitni komadi za laboratoriska ispitivanja (indeks jakosti i zapreminska težinu). Sa ovim se omogučava primena programa za analizu stabilnosti koja u suštini pripada metodi za analizu diskontinualne sredine i metodi granične ravnoteže. Pritom, u zavisnosti specifičnosti stene iz tipa škriljaca i mermera i orijentacija trase, primenjena je metoda analize za diskontinualnost stenske mase podjeljena pukotinama (pukotinskih sistema), kao predisponiranim pravcima za pojavu nestabilnosti u vidu klinovidnih tela. Analizovani su programom (SWEDGE) po metodu J. W. Bray. DOBIJENE REZULTATE O FAKTORU SIGURNOSTI - Mermere, u kojima je izvedeno merno mesto MM-2 na useku na km 106+200, gde je dobijen mali faktor sigurnosti (Fs=0.50) kao odnos pukotinskih sistema sa EP2=160/85 i EP3=60/35, sa azimutom desne strane kosine sa EP=140/63 (2v:1h). Za manji ugao kosine 56° (3v:2h) dobijen je dobar factor sigurnosti; - Filitoide, u kojima je izvedeno merno mesto MM-4 na useku na km 106+880, gde je dobijen mali faktor sigurnosti (Fs=1.42) kao odnos pukotinskih sistema sa EP1=340/32 i EP2=15/60 sa azimutom pada leve strane kosine sa EP=339/56, a za desnu stranu nema uslova za klinovidni lom; - Mermere u kojim je izvedeno merno mesto M5 na zaseku na km 113+720, i dobijene su male factore sigurnosti (Fs=0.22) kao odnos pukotinskih sistema sa EP1=258/87 i EP2=185/77 sa azimutom pada desne strane kosine sa EP=181/79. Za manji ugao kosine za istu stranu od 76° (4v:1h) isto tako su dobijene male faktore sigurnosti (Fs=0.76) kao odnos pukotinskih sistema sa EP1=258/87 i EP3=102/53, i azimut pada desne strane sa EP=181/76, dok za ugao kosine od 72° (3v:1h) su dobijene dobre faktore sigurnosti (Fs=2,76) kao odnos pukotinskih sistema sa EP1=258/87 i EP3=102/53 i azimuta pada kosine sa desne strane sa EP=181/72; - Škriljce (filitoide) u kojim je izvedeno merno mesto M12 na useku na km 114+400 dobijene su male factore sigurnosti (Fs=0.95) kao odnos pukotinskih sistema sa EPf=205/25 EP1=295/80 sa azimutom pada sa leve strane kosine sa EP=357/45, a iste vrednosti su dobijene za strmnii naklon kosine sa 63° (2v:1h). Za kosinu na desnoj strani isto tako su dobivene male faktore sigurnosti (Fs=0.95) kao odnos pukotinskih sistema sa EP1=295/80 i EP2=205/25 i azimutom pada kosine sa desne strane sa EP=177/63, a iste vrjednosti su dobivene i za blaži ugao od 45° za kosinu. Može se primetiti da dobijene rezultate o faktoru sigurnosti, gde nepovoljnii faktor je kod prva tri primera, ima jedna strana kosine i to za strmnije naklone. Dok sa smanjenjem naklona kosine, faktor sigurnosti se povećavao, a na zadnjem primeru sa obe strane kosine dobivene su slabi faktori sigurnosti. Zato na ovom potegu izgrađenim od škriljaca, potrebna je veća pažnja pri izgradnju i zaštite tipa izvedba berme, postavljanje zaštitne mreže i dr. Vrlo bitne za ove proračune, pored azimuta protezanja pukotina i padnog ugla, su i azimut pada kosine na profilu i ugao kosine. Kompletni izvodi dobijenih rezultata su prikazani u posebnom prilogu u Elaboratu o deonicama 1 i 2 za putnu prugu Kičevo-Granica sa
511
R.Albanije. Ovde je prikazan primer za izvod u program SWEDGE kao i na prethodnoj slici na km. 113+720 i merno mesto M5.
Slika 2. Ulazni parametara preuzeti od prethodna slika i direktni merenja na puknatinski sistema
Na slican nacin u istim tim oblikom za iste dve deonice su dati i dobijeni rezultati o faktoru sigurnosti (Fs) pod različitim uslovima, kao sa sadržajem vode od 30%, sa sadržajem vode od 50%, seizmičkim dejstvom, seizmičkim dejstvom i vodom od 30% i seizmičkim dejstvom, seizmičkim dejstvom i vodom od 50%.
512
ZKLJUČAK Direktnim merenjima diskontinuiteta na površini terena, stvaraju se uslovi o primeni programa SWEDGE sa kojim se dobijaju vrednosti o faktoru sigurnosti za izvedbu useka. Pored analiza globalnih stabilnosti masiva, i ove dobijene vrednosti trebaju se uzeti u obzir i pri tom predvideti blaže naklone, kao i moguće mere o zaštiti kosine tipa: izvedba berme, ankera, zaštitne mreže i dr. Zahvalnost Društvu o geološkim, hidrogeološkim i geotehničkim istaživanjima “Geohidrokonsalting”Skoplje, za mogućnost i aktivno prisustvo u toku geološko-geotehničkih istraživanja na pruzi Kičevo-Granica sa Republikom Albanijom i na niz drugih sličnih liniskih objekata u Republiku Makedoniju.
LITERATURА: Боев Б., Стојанов Р.:Петрографија, Рударско-Геолошки Факултет. 1994. Гапковски Н., Јовановски М.: Општа Геологија, Скопје. 2007. Думурџанов Н., Петров Г.: Геолошко Картирање, Штип. 2005. Јовановски M., Гапковски Н., Пешевски И., Аболмасов Б.: Инженерска Геологија, Скопје. 2012. Геолошко-геотехнички Елаборат за траса на железничка пруга Кичево-граница со Р.Албанија (Коридор VIII), подделница 1 и подделница 2. 2016.
513 UDC: 624.131.3(497.11) 628.472.2.08(497.11) Izvorni naučni članak
ZNAČAJ GEOTEHNIČKIH ISTRAŽIVANJA KOD IZGRADNJE OBJEKATA NA KOMUNALNOJ DEPONIJI – PRIMER TRANSFER STANICE „PRELIĆI“ U ČAČKU Dragoslav Rakić, Irena Basarić, Jovana Janković, Snežana Bogdanović, Tina Đurić Univerzitet u Beogradu, Rudarsko-geološki fakultet, Đušina 7, Beograd, Srbija
[email protected] REZIME Za potrebe izgradnje objekata u sklopu transfer stanice „Prelići“ u Čačku, izvršena su određena geotehnička istraživanja i na osnovu toga urađen je tehnološki projekat sa rasporedom objekata. Prilikom zemljanih radova utvrđena su značajna odstupanja u odnosu na prikazane rezultate, pa su izvedena dopunska istraživanja. S obzirom da je novim istraživanjima utvrđen drugačiji profil terena, predloženo je izmeštanje planiranih objekata, što je dovelo do izrade novog tehnološkog projekta. Iz tih razloga u okviru ovog rada prikazaće se značaj izvođenja geotehničkih istraživanja. KLJUČNE REČI: komunalna deponija, geotehnička istraživanja, transfer stanica
THE IMPORTANCE OF GEOTECHNICAL INVESTIGATIONS FOR THE CONSTRUCTION OF FACILITIES ON LANDFILL – EXAMPLE OF TRANSFER STATION “PRELIĆI” IN ČAČAK ABSTRACT For the purpose of the facilities construction within the transfer station „Prelići“ in Čačak, specific geotechnical investigations were carried out based on which the techological project with facilities shedule was developed. Significant deviations in relation to the presented results were determined during earthworks, so the additional investigation works were carried out. Since the new investigation works have determined a different cross section of the terrain, it was proposed to move the planned facilities which led to the production of a new technological project. For these reasons, the importance of geotechnical investigations performance is presented within this paper. KEY WORDS: landfill, geotechnical investigations, transfer station
514
UVOD Na osnovu strategije upravljanja otpadom u R. Srbiji i postignutog regionalnog sprazuma, grad Čačak komunalni otpad odlaže na regionalnoj deponiji „Duboko“ kojom upravlja istoimeno JKP „Duboko“. U vezi sa tim planirana je izgradnja transfer stanice i centar za selekciju i reciklažu otpada na postojećoj komunalnoj deponiji „Prelići“. Gradska deponija „Prelići“ u Čačku, egzistira kao smetlište od 1973 god. odnosno preko 40 god. U vreme formiranja lokacija je bila van gradskog prostora, međutim, urbanizacijom grada, a naročito širenjem industrijske zone, gradska deponija je postala sastavni deo naseljenih područja koja pripadaju katastarskim opštinama Konjevići, Atenica i Kulinovci. Deponija je formirana u aluvijalnoj ravni leve dolinske strane Z. Morave, odnosno leve dolinske strane reke Atenice, koja ujedno predstavlja istočnu granicu deponije i koja se u neposrednoj zoni deponije uliva u Z. Moravu. Ovo je na žalost vrlo čest slučaj u mnogim opštinama u Srbiji gde su gradske deponije locirane pored samih reka ili u njihovoj blizini (14 deponija, Rakić i dr., 2006). Na gradskoj deponiji „Prelići“ je do 1994 god. otpad odlagan potpuno nekontrolisano i u smislu tehnologije i u smislu porekla otpada. Ovo nekontrolisano odlaganje je dovelo do toga da u jednom dužem periodu 1994 god. deponija bude i zatvorena (nekako u isto vreme stupio je na snagu prvi Zakon-Pravilnik o deponijama, 1992 god.). Transfer stanica i Centar za reciklažni otpad, pušteni su u rad 2016 god., i zajedno predstavljaju prvi projekat ove vrste u Srbiji. Objekti u sklopu kompleksa transfer stanice izgrađeni su na površini od oko 2.2 hektara. KRAĆI OSVRTA NA KOMUNALNU PRAKSU U SRBIJI Često se susrećemo sa terminom „otpad treba odložiti”, što po pravilu podrazumeva da ga treba: ostaviti, baciti ili odbaciti. Međutim, ukoliko se otpad shvati kao sirovina koja ima određenu ekonomsku vrednost, onda se prema njemu treba tako i ponašati. U razvijenim zemljama to je odavno shvaćeno, i zato se uveliko razrađuju načini sakupljanja, manipulacije, transporta i odlaganja komunalnog otpada. To je dovelo do potpune promene koncepcije uobičajenog tretmana - direktnog odlaganja otpada na deponiju. Zato se umesto dosadašnje prakse izgradnje sanitarnih deponija, prelazi na potpuno nova rešenja koja uključuju kvantitativnu (izbegavanje i smanjenje broja otpada) i kvalitativnu preventivu (izbegavanje i smanjenje štetnosti). U suštini, kvantitativna preventiva podrazumeva: smanjivanje ukupne mase komunalnog otpada i iznalaženje načina za reciklažu sekundarnih sirovina iz komunalnog otpada. U vezi sa tim predlažu se i savremena tehnološka rešenja koja se po pravilu sastoje iz više celina kao što su: prostor za selekciju komunalnog otpada (primarnu i sekundarnu), prostor za korišćenje i preradu neselektovanog otpada (biološki tretmani, termički tretmani) i, na kraju, prostor za mehanički tretman otpada, čime se značajno smanjuje zapremina otpada pre konačnog odlaganja na deponiju, bilo usitnjavanjem ili kompaktiranjem (Rakić i dr, 2011).
515
Za komunalnu praksu u Srbiji može se reći da je u razvoju, s obzirom da je usaglašavanje našeg zakonodavstva sa zakonodavstvom EU iz domena zaštite životne sredine i upravljanja otpadom, započeto 2000 god, a Zakon o upravljanju otpadom usvojen 2009 (“Sl. Glasnik RS“, br. 36/2009). Do pre desetak godina, jedini način upravljanja otpadom bio je odlaganje na komunalne deponije, koje u najvećem broju slučajeva ne ispunjavaju ni minimalne mere zaštite, pa suštinski, ogromna većina predstavlja smetlišta. One su po pravilu već popunjene, tako da su pred zatvaranjem i treba ih što pre sanirati ili rekultivisati. Iz tih razloga se i u Srbiji postepeno poboljšavaju ekološki standardi, menjaju odgovarajuće zakonske odredbe i prateći pravilnici (u međuvremenu je pomenuti Zakon o upravljanju otpadom izmenjen i dopunjen: “Sl. Glasnik RS“, br. 88/2010 i br. 14/2016), usklađuju i propisuju savremeniji sistemi tretmana komunalnog otpada. Približavanje Srbije EU, podrazumeva i značajan napredak u oblasti životne sredine, a jedan korak tome je i izgradnja većeg broja transfer stanica, kao što je to urađeno na gradskoj deponiji u Čačku. Svakako da se u praksi uočavaju i mnogobrojne specifičnosti, koje smanjuju željene efekte, oteževaju, a negde i onemogućavaju sprovođenje zamišljene strategije i tehnička rešenja. Najčešće prepreke koje se javljaju u svakodnevnoj praksi, a odnose se na tehnička rešenja vezana za prikupljanje i separaciju otpada su (Rakić i dr., 2011): loša ili nepostojeća infrastruktura za postavku sakupljačkih elemenata za primarnu selekciju, neodgovrajuća konfiguracija terena za postavljanje opreme na lokacijama postojećih deponija, nepostojanje odgovarajuće komunalne infrastrukture (sabraćajnice, vodosnabdevanje, kanalizacija, elektro instalacije) na lokacijama izvan urbanih sredina, pa troškovi pripreme terena često prevazilaze troškove uspostavljanja reciklažnog dvorišta, odnosno transfer stanice, povećavanje investicionih i eksploatacionih troškova za opremu i radnu snagu. OPŠTI PRIKAZ REŠENJA TRANSFER STANICE „PRELIĆI“ SA CENTROM ZA SELEKCIJU I RECIKLAŽU Opština Čačak opredelila se za regionalni sistem sakupljanja otpada čiji se centar nalazi na deponiji „Duboko“ u Užicu. Kako regionalni sistem podrazumeva izgradnju transfer stanice kao modela za efikasnije upravljanje otpadom, projektovana je odgovarajuća tehnološka celina za prijem, sabijanje, presovanje i odlaganje komunalnog otpada u transportne rolo kontejnere kao i za privremeno skladištenje tretiranog otpada u rolo kontejnerima do njihovog daljeg transporta na regionalnu deponiju „Duboko“. Planirano je da se izgradnja transfer stanice obavi fazno, u dve faze (Envi Tech, 2013). Plan je da se prostor transfer stanice u prvoj fazi realizacije koristi isključivo kao objekat za pretovar otpada u kontejnere velike zapremine, a da se u drugoj fazi prostor dopuni objektima i prostorom za selekciju. Deo prostora namenjen je za privremeno skladištenje otpada posebnih tokova (otpada od električne i elektronske opreme, otpadnih guma, kabastog otpada iz domaćinstva i sl.).
516
U skladu sa potrebama grada Čačka i raspoloživim podlogama, razmatrane su dve varijante građenja i korišćenja transfer stanice (Envi Tech, 2013): - prva varijanta podrazumeva pretovar neselektovanog komunalnog otpada u rol kontejnere, presovanje i njegovo privremeno skladištenje do transporta na regionalnu deponiju - ovim je uključena prva faza građenja. Dovoženje otpada u halu za sortiranje, manuelno razvrstavanje komponenata (papir, karton, PET, plastična ambalaža, tetrapak, obojeni metali i dr.), presovanje tj. baliranje i privremeno skladištenje do predaje ovlašćenom operateru - ovo je uključeno u drugoj fazi građenja. - druga varijanta takođe podrazumeva pretovar neselektovanog komunalnog otpada u rol kontejnere, presovanje i privremeno skladištenje do transporta na reginoalnu deponiju - prva faza građenja. Pretovar već selektovanog otpada iz primarne separacije u pres kontejnere, presovanje i privremeno skladištenje do transporta na regionalnu deponiju, tj. do centra za selekciju otpada u okviru regionalne deponije Duboko, gde se dalje razvrstava, balira i otprema na dalji tretman - druga faza građenja. Ova druga varijanta podrazumeva i dve tehnološke linije za pretovar otpada, kako bi se obezbedio nesmetan rad u slučaju kvara jedne od njih. Sam kompleks transfer stanice sadrži tehnološke celine koje su definisane zonama u kojima se odvijaju različite radne operacije: prijemno-otpremna zona, pretovarna zona, zona za prijem i privremeno skladištenje reciklabilnog otpada i otpada posebnih tokova, zona za pranje vozila i kontejnera, zona za tretman otpadnih voda i zona za razvrstavanje otpada iz primarne separacije (Slika 1).
Slika 1.Karakteristične tehnološke celine transfer stanice „Prelići'' (transportni rol kontejneri i pretovarna stanica) Figure 1. Characteristic technological units of the transfer station "Prelići'' (transport roll containers and transhipment station)
Kao preduslov izgradnje navedenih sadržaja u tehničko-tehnološkom smislu, pošlo se od sledećih polaznih osnova (Rakić i dr., 2011): - analize i pripreme prostora na osnovu lokalnih geotehničkih uslova, - mogućnosti zajedničkog korišćenja srodne opreme i prostora, bez dupliranja troškova pri tehničkoj preraspodeli objekata, - tehnološkog povezivanja planiranih celina,
517
-
korišćenja postojećih infrastrukturnih objekata i njihovo uklapanje u postojeće planske smernice i odrednice SO Čačak i uklapanje objekata i opreme u urbanu industrijsku okolinu.
Pored toga, urađena je i analiza dostupnih podatka o sastavu otpada i njihovo poređenje u odnosu na ukupnu masu otpada sa podacima iz različitih delova sveta, odnosno, prosečnim podacima za R. Srbiju. Zaključeno je da postoje određene razlike, naročito kod organskog otpada, plastike i neizdvojenih kategorija otpada (Slika 2).
Slika 2. Uporedni podaci sastava otpada u Srbiji i u svetu prema katalogu Evropske komisije Figure 2. Comparison of waste composition in Serbia and in the world according to the EC catalogue
ANALIZA GEOTEHNIČKIH USLOVA IZGRADNJE TRANSFER STANICE Na širem prostoru deponije, geotehnička istraživanja vršena su u više navrata počev od 1998. god. Istraživanja su vršena za različite namene, ali su uglavnom bila vezana za izradu geotehničkih podloga koje su korišćene za Projekte sanacije (Hemco, 1998) ili Projekte zatvaranja deponije (Niras, Kocks Engineers, 2010; Corpoing, 2011). Za potrebe izgradnje kompleksa objekata u sklopu transfer stanice, prva istraživanja su urađena sredinom 2013 god. Obim istražnih radova bio je skroman, jer su izvdena samo tri istražna rova, bez uvida u dokumentaciju vezanu za uzimanje uzoraka i rezultate laboratorijskih ispitivanja. Na osnovu pomenutih istraživanja i na osnovu analize postojećih geotehničkih istraživanja, zaključeno je da se na odabranoj lokaciji može izgraditi planirani kompleks. Ovim istraživanjima je utvrđeno da na odabranoj lokaciji za izgradnju kompleksa, u ranijem periodu nije odlagan komunalni otpad, odnosno da je na jednom delu lokacije njegova debljina mala i da se može ukloniti zemljanim radovima. Na osnovu toga
518
urađen je tehnološki projekat u okviru koga je definisan i raspored objekata transfer stanice: objekti za prihvat i pretovar i objekti namenjeni razvrstavanju otpada kao i objekti u sklopu pratećih sadržaja – prijem otpada, pranje vozila, tretman otpadnih voda (Slika 3). Međutim, tokom pripremnih zemljanih radova, utvrđena su značajna odstupanja, jer su podaci na terenu bili u suprotnosti sa prikazanim rezultatima.
Slika 3.Situacija terena sa prvobitnim rasporedom objekata transfer stanice Figure 3. The situation of the terrain with the original schedule of the transfer station facilities
Zbog toga su početkom 2014. god., urađena dopunska geotehnička istraživanja (četiri istražne bušotine, kartiranje novonastalih jama usled uklanjanja pratećih objekta sa nekadašnje deponije građevinskih materijala preduzeća Strabag, geofizička istraživanja, laboratorijska geomehanička ispitivanja), gde su utvrđena određena odstupanja u odnosu na prethodno prikazane geotehničke rezultate. Ova odstupanja odnosila su se na: definisanje prostora zahvaćenog odlaganjem komunalnog otpada na predmetnoj lokaciji (na jednom većem delu lokacije utvrđen je stari komunalni otpad koji je prekriven glinovitoprašinastim, izrazito heterogenim i slabo zbijenim slojem, Slika 3), na debljine i raščlanjavanje prirodnih litoloških sredina, a posebno savremenih materijala, tj. debljinu starog komunalnog otpada i njegovu prekrivku (Slika 4). Konstatovane su i određene razlike vezane za definisanje nivoa podzemne vode kao i laboratorijskih geomehaničkih ispitivanja prirodnih sredina (naročito parametara stišljivosti). Dopunskim istraživanjima utvrđena je relativno složena konstrukcija terena na kome je planirana izgradnja objekata transfer stanice. Naime, na severnom delu lokacije konstatovan je prirodni uređeni teren izgrađen od kvartarnih sedimenata fluvijalno-barskog
519
genetskog tipa, koji su nataloženi preko neogenog kompleksa i on nije korišćen za odlaganje otpada. Međutim, na južnom delu lokacije površinu izgrađuje deponijski komunalni otpad, prekriven inertnim zemljanim materijalom (Slika 3). Kao najstarije stenske mase, na širem području deponije, izdvojene su donjomiocenske tvorevine, koje nemaju direktnog uticaja na rešavanje problematike izgradnje objekata transfer stanice. Preko njih leže srednjemiocenski (M22 - nekada tortonski, koji po novoj stratigrafskoj podeli pripadaju gornjem miocenu) i gornjomioceonski sedimenti (M3) predstavljeni laporovitim glinama, odnosno paketom laporaca, lapora, glinaca, peščara i slabovezanih konglomerata koji se naizmenično smenjuju. Ovaj paket je u površinskoj zoni degradiran i fizičko-hemijski izmenjen, što je pouzdano utvrđeno istražnim bušenjem u tri od četiri izvedene istražne bušotine. Preko ovog kompleksa istaloženi su aluvijalni sedimenti Zapadne Morave, koji su po uzdužnom profilu rečnog korita dosta neujednačeni, a predstavljeni su heterogenim šljunkovima i peskovima različitog granulometrijskog i petrografskog sastava. Za zonu predmetne lokacije može se reći da aluvijalni nanos ima izvesnu pravilnost u pogledu sastava. U povlati ovog kompleksa je ralativno tanak sloj prašinastih peskova, koji se po genetskoj pripadnosti mogu svrstati u povodanjsku faciju čija debljina ne prelazi 1.5 m (konstatovani su u bušotinama B-1 i B-2, a na delu gde su locirane bušotine B-3 i B-4 su verovatno uklonjeni). Ispod ove povodanjske facije leže peskoviti šljunkovi maksimalne debljnine do 5 m, a konstatovani su u svim istražnim bušotinama uz napomenu da su verovatno na delu terena na kome je utvrđen komunalni otpad (bušotine B-3 i B-4) delimično uklonjeni kao i prašinasti peskovi, pripremom terena za odlaganje otpada (Slika 4). Prema rezultatima filtracionih svojstava, ovi aluvijalni sedimenti predstavljaju slabu geološku barijeru u pogledu vodopropustljivosti. U njima je konstatovan i nivo podzemne vode, na dubini od oko 2.5 m na delu prirodnog terena, odnosno na 5.5. m na delu deponije otpada. Sam komunalni otpad (MSW), je raščlanjen na materijal starog komunalnog otpada (MSWkO), nastao nekadašnjim aktivnim odlaganjem otpada na čitavom južnom delu lokacije i materijal za koji se može reći da je izveden u smislu sanacije ovog prostora deponije odnosno, njenog prekrivanja inertnim materijalom (MSW-prk). Oba ova sloja deponijskog materijala, su izrazito heterogenog sastava. Stari komunalni otpad (MSW-kO) je u poodmakloj fazi biohemijskog raspadanja tako da uglavnom dominiraju materijali organskog porekla. Pored njih konstatovani su i različiti materijali koji se teško raspadaju kao što su: plastika, metal, staklo i dr. Jednim delom se nalazi ispod nivoa podzemne vode pa je u osnovi muljevit izraziro crne do tamno sive boje. Najverovatnije je stihijski odlagan bez zbijanja, tako da je jako rastresit, nekonsolidovan i sa velikim izgledima da se u telu javljaju i lokalna obrušavanja zbog neravnomernog raspadanja pojedinih komponenti otpada. Njegova debljina je neujednačena. Na istočnom i jugoistočnom delu lokacije ka delu neprekrivene deponije, debljina je u proseku oko 6 m, dok se debljina smanjuje idući ka zapadnom delu lokacije i ogradi deponije, i kreće se od 2.2 - 4.0 m (Slika 4). Inertni zemljasti materijal koji predstavlja prekrivku starog otpada (MSW-prk), je glinovito-prašinastog sastava, crne do tamno mrke boje, nedovoljno zbijen i rastresit. Uglavnom predstavlja građevinski šut sa retkim fragmentima cigle i betona, ali su
520
konstatovani i fragmenti šljunka pa i industrijska šljaka. U pojedinim tankim intervalima zapažene su i zone komunalnog otpada, najverovatnije nastale za vreme razastiranja površinskog dela prekrivke građevinskom mehanizacijom.
Slika4. Karakteristični geotehnički preseci terena na lokaciji transfer stanice Figure 4. Characteristic geotechnical cross sections of the terrain at the location of the transfer station
U centralnom delu same deponije, koji je van planirane zone građenja objekata transfer stanice, otpad je svež, vrlo rastresit i sa neravnom površinom. Na tom delu su kosine deponije prosečne visine od 3.5-5.0 m, i na njima su zapažena lokalna obrušavanja koja nisu od većeg značaja jer se dešavaju na prostoru na kome nije planirana izgradnja transfer stanice. Sa geotehničkog aspekta, izgradnja nekih od objekata transfer stanice (pretovarna rampa, šinska staza za pres-kontejnere, veći deo manipulativnog platoa, deo bokseva za odlaganje otpada, hala za selekciju otpada, čitav prostor za reciklažno dvorište), direktno zavise od karakteristika otpada na ovom delu deponije. Poznato je međutim, da je otpad vrlo loših odlika pre svega zbog: heterogenog sastava (kako po učešću pojedinih materijala, tako i po njihovoj krupnoći), nedovoljne zbijenosti i konsolidacije. U podinskom delu otpad je
521
zasićen tečnim otpadnim materijalima i eulatom (nastao usled infiltriranja procednih voda u terenu), kao i povremenim izdizanjem nivoa podzemne vode. Zbog te specifične porozne strukture, fizičko-mehaničke karakteristike otpada su izuzetno promenljive i to na relativno malom rastojanju. Zato svaki inženjerski zahvat na deponovanom materijalu, predstavlja poseban problem i iziskuje primenu specijalnih stabilizirajućih metoda (kompletna zamena materijala ispod planiranih temelja, primena geosintetičkih mreža radi armiranja tla ispod temelja, stabilizacija terena primanom takozvanog georaft sistema korišćenjem „saćastih“ geosintetičkih sistema, a moguća je i primena sistema dubinskog zbijanja, ili dubinskog vibracijskog zbijanja). S obzirom da je naknadnim geotehničkim istraživanjima, utvrđeno postojanje komunalnog otpada na približnoj površini od oko 1.6 ha, i to na delu gde je planirana izgradnja objekata, utvrđena debljina komunalnog otpada od preko 6 m, predloženo je da se objekti izmeste na severnom delu lokacije. Ukoliko to preostali prostor deponije ne omogućuje, neophodno je da se na planiranom terenu obave neke od pomenutih stabilizacionih mera. Ova novonastala situacija, dovela je i do izrade novog tehnološkog projekta, a usvojeno je ekonomski opravdano rešenje sa izmeštanjem i preraspodelom planiranih objekata transfer sranice. ZAKLJUČAK Prednosti prikazanog tehničkog rešenja tretmana komunalnog otpada su višestruke. Sa stanovišta ostvarivanja nacionalnih ciljeva, povećava se stepen reciklaže i dobija neophodna sirovina za rad reciklažne industrije. Smanjuje se maseni i zapreminski gabarit konačno odloženog komunalnog otpada, a time i eksploatacioni troškovi. Sa aspekta lokalne samouprave unapređuje se način postupanja sa otpadom, zapošljava se određeni broj radnika nižeg socijalnog statusa i postiže se pozitivan ekonomski efekat. Sa aspekta građana, uvođenje kvalitetne organizacije u sistem upravljanja otpadom, osim stimulativnog efekta (osećaja kvalitetnog življenja) može dovesti i do smanjenja troškova odnošenja otpada. Na primeru ove deponije u Čačku, pokazano je da veoma značajnu ulogu na raspored objekata sa pratećom opremom, imaju rezultati geotehničkih istraživanja. Ovi rezultati su neophodni prilikom procene geotehničkog rizika, bilo da je u pitanju deformabilnost podloge, mogućnost mehaničkih deformacija u samom telu deponije ili deformabilnost i stabilnost pokrivnih sistema. Dodatnim istraživanjima utvrđeno je da se na severnom delu lokacije nalazi prirodni teren koji nije korišćen za odlaganje otpada, dok je na južnom delu lokacije konstatovan komunalni otpad sa prekrivkom od inertnih materijala, debljine preko 6 m. Iz tih razloga predložena je delimična izmena tehnološkog projekta i to: izmeštanjem objekata sa južnog dela lokacije ukoliko dozvoljavaju prostorne mogućnosti ili, eventualna primena stabilizacionih mera na južnom i jugozapadnom delu terena, pre izgradnje planiranih objekata transfer stanice. Osnovni geotehnički razlog za ovaj predlog, jeste dugotrajno sleganje komunalnog otpada i mogućnost prolamanja podloge ispod temelja, što bi svakako izazvalo negativne posledice na objekte transfer stanice.
522
Zahvalnica Ovaj rad je realizovan u okviru istraživanja za projekat TR36014 koji se finansira od strane Ministarstva prosvete, nauke i tehnološkog razvoja Republike Srbije.
LITERATURA: ENVI TECH.: Tehnološkiprojekat transfer stanice u Čačku, 2013. EPA, Environmental Protection Agency.: Landfill manuals – Landfill site design, Published by the Environmental Agency, Ireland, pp 138, 2000. Rakić, D. i dr.: Geotehnička istraživanja terena za potrebe izgradnje objekata transfer stanice u sklopu komunalne deponije „Prelići“ u Čačku, Rudarsko-geološkifakultet Beograd, 2014. Rakić, D., Milovanović, M i Jakovljević, D.: Rešenje tehnološke linije za separaciju otpada na primeru grada Vlasotinca, International conference – Waste waters, municipal solid wastes and hazardous wastes – Udruženje za tehnologiju vode i sanitarno inženjerstvo, Niška Banja, str. B 294-298, 2011. Rakić, D.: Konstitutivne zavisnosti komunalnog otpada sa deponija u Srbiji” Doktorska disertacija, Rudarsko-geološki fakultet, str. 458, 2013. Rakić, D., Lazić, M., Stojadinović, D.: Geotechnical investigations of different geological landscapes for the purposes of remediation of municipal landfill sites, IAEG 2006, Nottingham, paper number 701, DVD, 2006. Rakić, D., Ćorić, S.,Basarić, I., Janković, J.: Geotehnički aspekti istraživanja i osmatranja deponija komunalnog otpada, Građevinski kalendar, Vol. 49, Savez gradjevinskih inženjera Srbije, str. 196-231, 2017. Šušić, N., Rakić, D., Đoković, K. and Berisavljević, D.: Water Evacuation from the “Sarića Osoje“ Municipal Waste Landfill of Užice, 2nd International Symposium on Environmental and Material Flow Management – EMFM 2012, Zenica, pp.71-76, 2012.
523 UDC: 625.173(497.11) Stručni članak
ГЕОТЕХНИЧКИ УСЛОВИ РЕКОНСТРУКЦИЈЕ ПРУГЕ БЕОГРАД ЦЕНТАР БАТАЈНИЦА Светозар Пејовић, Саобраћајни институт ЦИП, Немањина 6/4 Београд
[email protected]
РЕЗИМЕ Предмет решавања је реконструкција постојећих и доградња нових колосека. Предлог решења обухвата реконструкцију трупа пруге, доњи и горњи строј, од краја железничког моста до почетка железничке станице Нови Београд, км 2+701-км 4+824, крај железничке станице Нови Београд подвожњак у Омладинских бригада км 5+299-км 6+258, подвожњак у Тошином бунару км 6+075-км 7+000, реконструкцију железничке станице Земун, км 9+105-км 10+541, реконструкцију колосека Земун Земунско Поље (Кемендин) км 10+650-км 13+560, стајалиште Земунско Поље (Кемендин) км 13+560-км 14+380), колосеке Земунско Поље Батајница км 14+380км 19+750, железничку станицу Батајница км 19+750-км 21+000. КЉУЧНЕ РЕЧИ: Инвестиција, време, брзина, сигурност
GEOTECHNICAL CONDITIONS OF RECONSTRUCTION OF RAILWAY BELGRADE CENTER BATAJNICA ABSTRACT The subject of the solution is the reconstruction of existing ones and the upgrading of new cars. Proposal of the solution for the footwear reconstruction of the hull, lower and upper machines, from the end of the railway bridge to the beginning of the railway station Novi Beograd, km 2 + 701-km 4 + 824, end of the railway station Novi Beograd underpass at Omladinskih brigada km 5 + 299- km 6+ 258, underpass in Tošin bunar km 6 + 075-km 7 + 000, reconstruction of the railway station Zemun, km 9 + 105-km 10 + 541, reconstruction of the track Zemun - Zemunsko Polje km 10 + 650-km 13 + 560, Zemunsko Polje station (Kelindin) km 13 + 560-km 14 + 380), railway station Zemunsko Polje Batajnica km 14 + 380-km 19 + 750, railway station Batajnica km 19 + 750-k 21+, 000. KEY WORDS: Investment, weather, speed, security
524
УВОД У склопу реконструкције и изградње нових колосека на магистралној прузи БеоградНови Сад-Суботица-Келебија (државна граница) предвиђена је и реконструкција деонице пруге Београд центар-Батајница-Стара Пазова. У склопу Идејног пројекта (ИП) и Пројекта за грађевинску дозволу (ПГД) урађен је и Геотехнички елаборат о изведеним истраживањима и испитивањима трупа пруге као и железничких станица и стајалишта, као и предлог за реконструкцију истих. За потребе Идејног пројекта уређен је 61 раскоп док је за потребе израде Пројекта за грађевинску дозволу урађено 46 раскопа, односно укупно је урађено 107 раскопа. Раскопи су рађени ручно, испод шине а између два прага. Дубина раскопа била је везана за дубину могућих деформација у доњем строју. Мерење је вршено од горње ивице шине. Из појединих раскопа су узимени узорци за лабораторијска геомеханичка испитивања. ГЕОТЕХНИЧКА СВОЈСТВА ЛИТОЛОШКИХ ЧЛАНОВА У ПОСТОЈЕЋОЈ КОНСТРУКЦИЈИ ТРАСЕ БЕОГРАД (Центар)-СТАРА ПАЗОВА Картирањем истражних раскопа и истражних јама утврђена је конструкција доњег и горњег строје постојећих колосека. На основу картирања раскопа констатовано је да труп пруге, доњи строј и туцаничку призму на потезу од почетка Београд центар до краје пруге Батајница, изграђују следећи чланови: 1.) Туцаник, углавном чист. 2.) Шљунак, углавном чист. 3.) Песак, ситнозрн, рефулиран. 4.) Туцаник, запрљан. 5.) Песак, прашинасто-глиновит са појавом зрна шљунка величине до 4 мм. 6.) Геомрежа и геотекстил 8.) Глина прашинаста и мало песковита. 9.) Прашина, песковита мало глиновита (вероватно лес). 10.) Шљака, индустријска, углавном црне, ретко црвене боје. 11.) Мешавина шљунка, туцаника, шљаке, цигле, црепа.. 12.) Блокови кречњака и бетона величине и до 0,30х0,30 м. 13.) и 14.) Глина прашинастo-песковита. 15.) Глина лапоровита. 16.) Прашина глиновито песковита. 17.) Глина, лесолика, мало лапоровита. 18.) Глина, прашинаста, мало песковита, средње пластична. 19.) Глина, прешинасто песковита, лесолика. 20.) Ломљњн камен величине д=10-15 цм. 21.) Глина, песковито прашинаста. Због великог броја материјала који се појављују у трупу пруге, доњи строј и под тло, због ограниченог простора нису дате основне физичко-механичке карактеристике материјала у доњем строју и под тлу.
525
Током извођења истражних радова, њиховим картирањем, констатовано је да је траса пруге од Београд центар до Батајнице највећим делом у добром стању, што се посебно односи на доњи строј. На основу тога могу се прелиминарно дати препоруке за реконструкцију постојећих и изградњу нових колосека. ЗАХТЕВАНИ КРИТЕРИЈУМИ ЗА ПРОЈЕКТОВАЊЕ ОПРАВКЕ ТРАСЕ ПРУГЕ Београд (центар)-Батајница
ПЛАНИРАНЕ
Предметна деоница пруге Београд(Центар)-Стара Пазова на правцу БеоградСуботица-Келебија (државна граница), рангирана је као магистрална. Планирана оправка пруге треба да омогући бољи проток саобраћаја и пројектовану брзину за планирану деоницу, као и изградњу два нова колосека од Батајнице до Старе Пазове. Као меродаван критеријум за димензионисање конструкције, у консултацији са одговорним грађевинским пројектантом, коришћено је иновирано ''Упутство 338 за контролу сабијености доњег строја железничких пруга динамичком методом са уређајем са лаким падајућим тегом, степеном збијености или опитом кружне плоче. На сваком слоју насипа и тампона неопходно је минимум једно испитивање на сваких 600 m2. Према наведеном критеријуму захтева се: Табела бр.1. Table no.1 Врста пруге
Одржавање постојећих пруга за V≥ 160km/h
Напомена:
Планум пругe (на врху заштитног слоја)
Планум тла (на врху прелазног слоја - постељице)
Dpr
Ev2 (МPa)
U
Evd (МPa)
Dpr
Ev2 (МPa)
Група тла
Evd (МPa)
1,03
120
>15
50
1,00
80
GU, GP, GW, GF, SP, SW Све друге врсте тла
40 35
Dpr – степен збијености, U – степен неравномерности , Evd - динамички модул деформације, Ev2 -статички модул деформације
Вредност динамичког модула деформације Еvd су у корелативној вези са модулом деформације Еv2 који је прописан стандардом SRPS.U.B1.047, и износе Еv2=1.5-2 Еvd, у зависности од врсте материјала, што задовољава услове прописане правилником 315 члан 5 тачка 3. На слици бр. 1 дат је однос CBR, Ev1, Ev2 i Evd који даје дебљину заштитног слоја.
526
Слика 1. Однос CBR, Ev1, Ev2 i Evd Figure 1. Relationship between CBR, Ev1, Ev2 i Evd
ГЕОТЕХНИЧКЕ ПРЕПОРУКЕ ЗА РЕМОНТ ПРУГЕ БЕОГРАД (Центар)БАТАЈНИЦА На геотехничким подужним и попречним пресецима (Ц02.01.-Ц02.41. и Ц03.01.Ц03.08.), на местима истражних радова, графички су приказани резултати детаљно картираних истражних раскопа. На истим пресецима дата је и линија нивелете као и предлог линије скидања доњег строја до које треба извести ремонт пруге. Овде су дати предлози посебно за сваки колосек.
527
За леви колосек се предлаже следеће: На стационажама км 2+810-3+300, км 3+780-5+520, км 8+730-9+090, км 9+35012+380, лабораторијски добијена вредност CBR је од 9-10 % па се може очекивати збијеност до модула деформација од максималних Еvd=32 MPa односно Еv2=37 MPa предлаже се скидање материјала до дубине од 50 cm од новопројектоване коте нивелете. На линији скидања остварити попречни нагиб од 5% а материјал сабити погодном механизацијом до постизања модула деформација од Еv2=37 MPa. На овај постојећи сабијени материјал уградити материјал дебљине 20 cm у збијеном стању који задовољава Терцагијево правило (дијаграм бр.2). На врху овог слоја који је уједно и прелазни слој остварити нагиб од 5% и збијеност до модула деформација од Еv2=80 MPa односно Еvd=40 MPa. Преко прелазног слоја уградити тампонски слој дебљине 30 cm у збијеном стању. На врху тампонског слоја остварити нагиб од 5% и збијеност до модула деформација од минимум Еv2=120 MPa односно Еvd=50 MPa. На стационажама км км 7+580-8+730, км 9+090-9+350, и км 12+380 па до краја овог дела пруге лабораторијски добијена вредност CBR се креће од 3-6 % па се може очекивати збијеност до модула деформација од максималних Еvd=11-20 MPa односно Еv2=16-26 MPa предлаже се скидање материјала до дубине од 70 cm од новопројектоване коте нивелете. На линији скидања остварити попречни нагиб од 5%. а материјал сабити погодном механизацијом до постизања модула деформација од Еv2=37 MPa. Преко овог материјала уградити геотекстил а преко геотекстила геомрежу. Преко геотекстила и геомреже уградити материјал у два слоја по 20 cm у збијеном стању који задовољава Терцагијево правило (дијаграм бр.1).
528
На врху овог слоја који је уједно и прелазни слој остварити нагиб од 5% и збијеност до модула деформација од Еv2=80 MPa односно Еvd=40 MPa. Преко прелазног слоја уградити тампонски слој дебљине 30 cm у збијеном стању. На врху тампонског слоја остварити нагиб од 5% и збијеност до модула деформација од минимум Еv2=120 MPa односно Еvd=50 MPa. За десни колосек предложени начин реконструкције је исти као за леви само су различите стационаже предложених мера. На стационажама км 2+810-3+300 км 3+780-5+520, км 9+110-9+630, км 10+08010+580, и км 19+275-19+660, лабораторијски добијена вредност CBR је од 9-10 %, па се може очекивати збијеност до модула деформација од максималних Еvd=32 MPa односно Еv2=37 MPa, осим на делу 20+800-21+176,06 где је вредност CBR 24-47 %, и где се може очекивати вредност модула деформација од Еv2>120 MPa односно Еvd2>80 MPa. НМа овом делу предлаже се скидање материјала до дубине од 50 cm од новопројектоване коте нивелете. На линији скидања остварити попречни нагиб од 5% а материјал сабити погодном механизацијом до постизања модула деформација од Еv2=37 MPa. На овај постојећи сабијени материјал уградити материјал дебљине 20 cm у збијеном стању који задовољава Терцагијево правило (дијаграм бр.2).
На врху овог слоја који је уједно и прелазни слој остварити нагиб од 5% и збијеност до модула деформација од Еv2=80 MPa односно Еvd=40 MPa. Преко прелазног слоја уградити тампонски слој дебљине 30 cm у збијеном стању. На врху тампонског слоја остварити нагиб од 5% и збијеност до модула деформација од минимум Еv2=120 MPa односно Еvd=50 MPa.
529
На стационажама км 7+590-8+680, км 9+630-10+080, и км 10+580-19+275, лабораторијски добијена вредност CBR се креће од 3-6 % па се може очекивати збијеност до модула деформација од максималних Еvd=11-20 MPa односно Еv2=1626 MPa предлаже се скидање материјала до дубине од 70 cm од новопројектоване коте нивелете. На линији скидања остварити попречни нагиб од 5%. а материјал сабити погодном механизацијом до постизања модула деформација од Еv2=37 MPa. Преко овог материјала уградити геотекстил а преко геотекстила геомрежу. Преко геотекстила и геомреже уградити материјал дебљине 40 цм у збијеном стању, у два слоја по 20 cm који задовољава Терцагијево правило (дијаграм бр.1). На врху овог слоја који је уједно и прелазни слој остварити нагиб од 5% и збијеност до модула деформација од Еv2=80 MPa односно Еvd=40 MPa. Преко прелазног слоја уградити тампонски слој дебљине 30 cm у збијеном стању. На врху тампонског слоја остварити нагиб од 5% и збијеност до модула деформација од минимум Еv2=120 MPa односно Еvd=50 MPa. ЗАКЉУЧАК Елаборат о геотехничким истраживањима и испитивањима трасе пруге Београд (Центар)-Батајница км 0+000 - км 21+100, урађен је као подлога за Пројекат за грађевинску дозволу. При изради ове документације обухваћена је анализа и синтезу резултата теренских истраживања и лабораторијских испитивања. Изведена истраживања и испитивања била су довољна за сагледавање инжењерскогеолошких карактеристика заступљених литолошких чланова и геотехничких карактеристика материјала у трупу постојеће пруге, на основу којих су дате геотехничке препоруке за главну оправку пруге.
530
ЛИТЕРАТУРА 1. "Основна геолошка карта лист Београд 1:100 000", Савезни геолошки завод Београд 1985. год. 2. Тумач за основну геолошку карту 1:1000 000 лист Београд Савезни геолошки завод Београд 1985. год. 3. Проф. др. Милан Максимовић дипл. грађ. инж.: "Механика тла" Грађевински факултет Универзитет у Београду, Београд 2002. год. 4. Проф. др. Никола Најдановић, др. инж. Радмило Обрадовић: "Механика тла у инжењерској пракси" Рударски институт, Београд, Београд 1978. год. 5. Биљана Марјановић, УСЛОВИ ИЗГРАДЊЕ НОВОГ ЖЕЛЕЗНИЧКОГ СТАЈАЛИШТА ''АЛТИНА'' НА КМ 12+677 ЗА ПОТРЕБЕ САОБРАЋАЈА ВОЗОВА ИЗ СИСТЕМА ''БЕОВОЗ'', Саобраћајни институт ЦиП, Београд 2010.године
531 UDC: 624.042.7 Stručni članak
ODREĐIVANJE SEIZMIČKOG RIZIKA SA ASPEKTA MIKROREJONIZACIJE TERENA Slavko Zdravković, Dragan Zlatkov, Katarina Medar, Nikola Janković Građevinsko – arhitektonski fakultet u Nišu, ul. Aleksandra Medvedeva 14. Niš REZIME Jedan od najvažnijih problema za smanjenje seizmičkog rizika je identifikacija, razumevanje i prihvatanje rizika. U stvari, rizik je životna činjenica. Nikada se ne može u potpunosti eliminisati. Od posebne važnosti za inženjere je tzv. neizbežni rizik, koliko visok rizik može biti tolerisan i po koju cenu, odnosno koji je nivo rizika prihvatljiv. Seizmička mikrorejonizacija građevinske površine predstavlja najadekvatniji i najpouzdaniji odgovor. Ona obuhvata najbitnije parametre tla i njegove karakteristike kojima se definišu potrebni uslovi za gradnju na predmetnoj lokaciji. Seizmičkom mikrorejonizacijom najčešće se menja seizmička rejonizacija predmetne lokacije čime se dobijaju pouzdaniji geotehnički uslovi, a posebno vrednost dinamičkog koeficijenta. KLJUČNE REČI: seizmički hazard, seizmički rizik, mikrorejonizacija.
DETERMINATION OF SEISMIC RISK FROM THE ASPECT OF MICROROUNIZATION OF TERRACE ABSTRACT One of the most important problems for reducing seismic risk is identification, understanding and accepting risks. In fact, risk is a living fact. It can never be completely eliminated. Of particular importance for engineers is the so-called unavoidable risk, how high risk can be tolerated and at what price, and what level of risk is acceptable. The seismic micro-regulation of the building surface is the most adequate and reliable answer. It includes the most important soil parameters and its characteristics, which define the necessary conditions for construction at the site. By seismic micro-regulation, the seismic reionization of the target location is most often changed, which results in more reliable geotechnical conditions, and especially the value of the dynamic coefficient. KEY WORDS: seismic hazard, seismic risk, micro-regulation.
532
UVOD Aseizmicko projektovanje uključuje više parametara i činilaca, sa različitim stepenom njihove definisanosti, određenosti i izvesnosti. Zbog dosta nesigurnosti i nepouzdanosti projektovanje ne moze biti besprekorno tj. savršeno. Zato sveobuhvatna ”totalna zaštita“ od dejstva zemljotresa niti je kao koncept održiva, niti izvodljiva. Principi probabilističkog predviđanja predstavljaju polaznu osnovu kod bilo kakvog seizmičkog hazarda, pa time i kod analize, odnosno smanjenja seizmičkog rizika uopšte, jer su svi elementi objekta izloženi seizmičkom dejstvu i njegovim neizbežnim efektima i posledicama. Osnovno je, kao sto je već rečeno da su što manja: 1. Stradanje ljudi, povrede i gubici ljudskih života 2. Oštećenja i štete na izgrađenoj sredini, svojini i prirodnoj okolini. Često se u svakodnevnoj inženjerskoj praksi, ponekad i stručnoj literaturi poistovećuju pojmovi seizmičkog rizika i seizmičkog hazarda, iako ovi pojmovi imaju sasvim različito značenje u definisanju zemljotresa kao prirodnog fenomena. Pri seizmičkom rejoniranju, za odgovorajući povratni period računa se sa “najverovatnijom verovatnoćom“ od 63% (63,2%). Definisanje seizmičkog rizika često ima mnogo pojednostavljenja, nedorečenosti, a naročito manjkavosti ako se ne uvažavaju geološka svojstva lokacije. Pri proračunu se uglavnom koristi uporedna analiza konvencionalnog projektovanja i programiranog ponašanja. Za važnije objekte projektno opterećenje uglavnom se zadaje u vidu projektnog spektra iii projektnog akcelerograma. Temelji, potporne konstrukcije i geotehnički aspekti odnose se na zahteve, kriterijume i pravila za lokaciju i temeljno tlo, kao i dinamička interakcija tlo-konstrukcija za uprošćenu analizu potpornih konstrukcija. Međuspratne konstrukcije, uključujući i krov, imaju važnu ulogu u ukupnom seizmičkom odgovoru zgrada, jer deluju kao horizontalne dijafragme koje predaju inercijalne sile od zemljotresa na vertikalne noseće elemente i istovremeno ih povezuju tako da deluju kao celina za horizontalne seizmičke uticaje. Ublažavanje seizmičkog rizika se moze sprovoditi kroz sljedeće programe: • Poboljšanje propisa, pravilnika i standarda za projektovanje i građenje novih objekata • Kontrola gradnje objekata • Prostorno-urbanističko planiranje i upravljanje • Ojačanje postojećih objekata • Istraživanje u oblasti zemljotresnog inženjerstva i primena rezultata u inženjerskoj praksi • Unapređenje kvaliteta gradnje u ruralnim područjima UTVRĐIVANJE SEIZMIČKOG RIZIKA Da bi se mogao proceniti seizmički rizik za neko područje neophodno je poznavanje kako seizmičkog hazarda tako i povredljivosti ili vulnerabiliteta. U nastavku su date definicije pojmova hazarda, povredljivosti i rizika kao i njihova međusobna zavisnost.
533
DEFINICIJE POJMOVA HAZARDA, POVREDLJIVOSTI I RIZIKA I NJIHOVA MEĐUSOBNA ZAVISNOST Seizmički hazard Seizmički hazard je verovatnoća dešavanja zemljotresa određene jačine u okviru određenog vremenskog perioda na datoj Iokaciji ili regionu. Zemljotres može biti specificiran pomoću jednog od tri različita načina: magnitude, pomoču stepena intenziteta (na primer preko EMS 98 skale intenziteta) ili pomoću parametra oscilovanja tla (na primer: maksimalno ubrzanje tla). Za inženjere definisanje seizmičkog hazarda preko magnitude ili intenziteta nije interesantno, već je njima za potrebe projektovanja objekata neophodno obezbediti vrednosti odgovarajućih parametara oscilovanja tla. Hazard može biti izražen ili pomoću prosečnog broja pojavljivanja ili pomoću verovatnoće pojavljivanja zemljotresa određenog intenziteta u određenom vremenskom intervalu. Na slici 1a je grafički prikazana hazardna kriva kao relacija između godišnje verovatnoće prevazilaženja određenog maksimalnog ubrzanja tla PGA (Y osa) i same vrednosti PGA (X osa). Pored razmatranja hazarda preko parametara oscilovanja tla, za datu lokaciju mora se razmotriti i potencijal pojave drugih seizmičkih kolateralnih efekata, kao sto su likvefakcija, nestabilnost kosina, cunami i drugi. Za ove seizmičke hazarde treba takođe definisati karakteristične parametre slično kao i kod definisanja hazarda oscilovanja tla. Seizmički rizik Termin seizmički rizik se odnosi na očekivane gubitke na elementima izloženim zemljotresnom hazardu tokom određenog vremenskog perioda. Elementi rizika mogu biti zgrada ili drugi građevinski objekat, grupa zgrada, naselje ili grad, kao i samo stanovništvo tih zgrada i naselja, ali mogu biti i ekonomske aktivnosti povezane sa tim zgradama i stanovništvom. U odnosu na to kako je element rizika definisan, rizik moze biti iskazan u terminu očekivanih ekonomskih gubitaka, broja izgubljenih života ili stepena oštećenja na samim objektima. Rizik se može iskazati pomoću srednje vrednosti očekivanih gubitaka, na primer: Na području X 25 000 života će biti izgubljeno u periodu od 30 godina, ili Na području X 75 000 kamenih kuća će biti srušeno ili jako oštećeno u periodu od 25 godina. Ili alternativno koristeći teoriju verovatnoće: Postoji 75% verovatnoće da će ekonomski gubici usled oštećenja na objektima u gradu X prevazići 50 miliona eura u sledećih 10 godina. Specifični rizik označava deo ili procenat očekivanog oštećenja u odnosu na maksimalno moguću štetu. Specifični rizik obično pokazuje odnos troškova popravke prema trošku potpune zamene objekta ili čitave grupe objekata.
534
Povredljivost (vulnerabilitet) Povredljivost označava stepen gubitka nanesenog datom elementu rizika (ili skupu takvih elemenata) usled pojave zemljotresa datog intenziteta. Povredljivost elementa se definiše kao odnos očekivanog gubitka prema totalnom gubitku i moze imati vrednosti izmedu 0 (bez štete) i 1 (totalni gubitak). Mera gubitka zavisi od elementa rizika, i u zavisnosti od toga može biti merena kao odnos poginulih ili povređenih u odnosu na celu populaciju, ili kao odnos koštanja popravke objekta u odnosu na koštanje potpune zamene i slično. U slučaju naselja sa većim brojem zgrada vulnerabilitet može biti dat kao odnos broja zgrada koje su doživele određeni stepen oštećenja u odnosu na ukupan broj zgrada. Na primer, povredljivost skupine zgrada na zemljotres intenziteta VIII stepena moze biti definisano kao: 70% zgrada ce doživeti velika oštećenja ili gore, na dejstvo zemljotresa VIII stepena intenziteta, ili Srednja vrednost troškova popravke iznosi 55% (u odnosu na koštanje zamene) za VIII stepen intenziteta zemljotresa. Zbog načina kako je definisana povredljivost, to jest u odnosu na samo jedan intenzitet zemljotresa, jasno je da on predstavlja samo deo totalne povredljivosti, koju je potrebno definisati za sve moguće zemljotrese koji mogu izazvati štetu na datom elementu rizika. Totalna povredljivost za dati element rizika, znači, može biti izračunata ako se skupe svi pojedinačni vulnerabiliteti za sve nivoe intenziteta koje je potrebno analizirati. Funkcija povredljivosti koja je prikazana na slici 1b može biti kombinovana sa funkcijom hazarda definisana na slici 1a, da bi se procenila šteta usled svih mogućih zemljotresa za dati period vremena, to jest da bi se dobio rizik datog elementa ili elemenata.
Slika 1. Seizmički rizik je proizvod hazarda i povredljivosti: tipični oblici krivih MEĐUSOBNA ZAVISNOST HAZARDA, POVREDLJIVOSTI I RIZIKA Prethodne definicije za rizik, hazard i vulnerabilitet mogu biti iskazane pomoću odgovarajućih matematičkih funkcija, kao sto je prikazano na slici 1, omogućavajuči na taj način da se seizmički rizik kvantitativno izračuna. Rizik se izračunava pomoću sledece formule:
535
[Rij] = [Hj] [Vij]
( 1)
gde je za element rizika i (recimo individualna zgrada): [Rij] je rizik [Hj] je hazard intenziteta j. [Vij] je vulnerabilitet
- verovatnoća ili srednja vrednost stepena gubitka elementa i usled zemljotresa intenziteta j. - verovatnoća ili srednja vrednost pojavljivanja zemljotresa - stepen gubitka nanesenog datom elementu rizika i usled pojave zemljotresa intenziteta j (gde je gubitak dat kao procenat od ukupne vrednosti elementa i).
Sumirajući rizik usled svih nivoa hazarda (min ≤ j ≤ max) totalni rizik za svaki individualni element može biti određen, kao sto je prikazano na slici 1. Kao što se vidi poznavajući hazard, seizmički rizik se može relativno lako izračunati. PROSTORNO - URBANISTIČKI ASPEKTI SMANJENJA SEIZMIČKOG RIZIKA Dosadašnja iskustva i istraživanja u planiranju, projektovanju i građenju na seizmički aktivnim područjima, pokazuju da se sa preventivom protiv štetnog uticaja zemljotresa mora početi već u fazi izrade prostornih i urbanističkih planova. Tako su na primer u pojedinim područjima u Cmoj Gori pri zemljotresu iz 1979.godine stradali gotovo svi oni objekti i infrastruktura koji po kriterijumima planiranja u seizmičkim uslovima nisu trebali biti građeni na takvim lokacijama. To jest, srušeni su ili u velikoj meri oštećeni svi oni objekti koji su bili građeni na neujednačenim geološkim sastavima, na klizištima bilo prirodnim, bilo onim koja su postala nestabilna gradnjom objekata na njima, zatim na nevezanim nanosima, muljevitom tlu, močvarnim i vodom zasićenim terenima i drugim. Takođe, neke glavne saobraćajnice, koje su bile oštećene ili zatrpane, nisu imale alternativne pravce tako da su pojedina ugrožena područja bila nedostupna neposredno nakon zemljotresa. Značaj razmatranja zaštite od zemljotresa na nivou prostorno-urbanističkog planiranja ogleda se u činjenici da se permanentno odvija proces sve bržeg rasta naselja i koncentracije stanovništva u njima. S druge strane, kao po pravilu, većina ovih naselja nastala je ili se razvija u seizmički aktivnim područjima. Pri ovakvom stanju stvari moguće štetne posledice od dejstva zemljotresa poprimaju tako široke i ozbiljne razmere da se u budućnosti mora sve vise pažnje posvećivati merama za smanjivanje seizmičkog rizika. Prostorno i urbanističko planiranje treba da usmerava sve razvojne projekte u odnosu prema prirodnoj sredini na takve načine da se ili u potpunosti izbegne sam seizmički hazard ili da se primene odgovarajuće mere zaštite koje ce seizmički rizik držati u dozvoljenim, prihvatljivim, granicama. Kod urbanističkog planiranja i projektovanja u seizmičkim područjima pored ostalih neophodne su i karte seizmičke mikrorejonizacije urbanističkog područja. Za razliku od
536
karte seizmičke makrorejonizacije koja definise vrednost određene mere intenziteta na osnovnoj steni, seizmička mikrorejonizacija uzima u račun i uticaj lokalnih uslova tla i eventualno likvefakciju, klizanje kosina, površinske rasade i slično. 0 svim ovim seizmičkim efektima i načinu njihovog ublažavanja ili čak uklanjanja dato je detaljnije u daljem tekstu. Poželjno je da se u okviru karata seizmičke mikrorejonizacije obuhvate mape hazarda. Danas se u razvijenim zemljama osim karata seizmičke makrorejonizacije i mikrorejonizacije pri urbanističkom planiranju i projektovanju koristi i seizmička karta vulnerabiliteta. Ova karta sadrži procenu povredljivosti objekata dobijenu na osnovu njihovih karakteristika kao što su: vrsta konstruktivnog materijala, tip konstrukcije, visina i veličina, kvalitet projektovanja, starost i druge. Tereni se sa aspekta podobnosti izgradnje mogu podeliti u sledeće tri kategorije: • tereni pogodni za izgradnju u svakom pogledu, • tereni na kojima je moguća izgradnja, ali uz preduzimanje određenih mera i • tereni na kojima nije dopuštena bilo kakva izgradnja. PRIHVATLJIVI NIVO SEIZMIČKOG RIZIKA Prihvatljivi nivo rizika predstavlja prag iznad kojeg se buduće posledice nekog zemljotresa smatraju toliko štetnim da upućuju na investiranje u zaštitu, odnosno smanjenje gubitaka. Prihvatljivi nivo rizika utvrđuje se od strane nadležne zajednice (lokalne, regionalne i/ili državne) i razumljivo, varira od zajednice do zajednice, pre svega u zavisnosti od ekonomske moći. U principu postoje dva elementa rizika: rizik za ljudske živote i rizik za imovinu. Ako se mogu definisati prihvatljivi nivoi za neka od ova dva rizika, ili oba, onda se oni mogu upotrebiti da se definise odgovarajući nivo zaštite. Ovakav pristup je implicitno primenjen u mnogim pravilnicima koji tretiraju aspekt seizmičkog projektovanja i građenja. Tako je još 1978.g. u dokumentu (ATC, 1978) navedeno da se nivo otpornosti koji se obezbeđuje korišćenjem toga pravilnika zasniva na konceptu prihvatljivog rizika. Za objekte projektovane po ovim propisima prihvatljivim se smatra sledeće: objekti treba da prođu bez oštećenja pri slabim i češćim zemljotresima, pri dejstvu zemljotresa srednjeg intenziteta dopušta se pojava nekonstruktivnog oštećenja ali ne i značajnija konstruktivna oštećenja i pri dejstvu veoma jakih zemljotresa konstrukcija mora proći bez kolapsa i lomova pri čemu životi moraju biti sačuvani. Kada se preciznije definisu pojmovi "slabi", "srednji" i "jaki" zemljotres (što je danas u svetu u velikoj meri već sprovedeno), gore navedeni kriterijumi mogu postati osnova uspostavljanja odgovarajućeg stepena zaštite. Međutim, kako mozemo odlučiti da li je ovakav nivo rizika odgovarajući? Jedan od načina da se proceni prihvatljivost seizmičkog rizika je da se seizmički rizik uporedi sa drugim rizicima kojima su ljudi izloženi. Ne upustajući se detaljnije u razmatranja, treba reći da su istrazivači iz ove oblasti, predložili da se za prihvatljivi seizmički rizik treba usvojiti gubitak jednog života na godišnjem nivou na 10 miliona
537
osoba. Mora se odmah reći da je danas u zemljama sa izraženom seizmičkom aktivnošću postojeći seizmički rizik znatno veći i da ovaj predlog pre svega treba tretirati kao dugoročni, teško ostvarljivi, ali svakako "poželjan" cilj. Na primer, postojeći dosta visoki seizmički rizik u delovima južne Italije (gde se rizik za stanare starih kamenih kuca kreće od 90, za manji seizmički intenzitet, do čak 2000 ljudskih života, za veći intenzitet, u jednoj godini na milion stanovnika) i značajno manji u južnoj Kaliforniji, SAD (50 ljudskih života na milion ljudi u jednoj godini) pokazuju da smo još uvek daleko od predložene vrednosti prihvatljivog rizika. Radi upoređenja između seizmičkog rizika i drugih rizika sa kojima su ljudi familijarniji, navodi se da u Evropi (sa malim varijacijama između pojedinih država) godišnje prosečno strada u saobraćajnim nesrećama od 100 do 200 ljudi na milion stanovnika (S. Janković). lnače za različite vrednosti eksplotacionog perioda objekta i nivoe prihvatljivog seizmičkog rizika dobijamo i odgovarajuće iznose povratnog perioda. Grafički prikaz ovih odnosa dat je dijagramom na sl. 2 i 3 koji predstavlja uzajamnu zavisnost nivoa rizika, ekploatacionog perioda objekta i povratnog perioda. Ovi dijagrami su nezavisni od prostora i mogu se primenjivati za svaku lokaciju u bilo kojem odručju, uz uslov da su prethodno izvedeni dijagrami povratnih perioda maksimalnih ubrzanja tla za zmatranu lokaciju.
SEIZMIČKA MIKROREJONIZACIJA Kao podloge za izradu ovakvih seizmičkih karata služe najstariji podaci o zemljotresima koji su se dogodili u davnoj prošlosti (ako takvih podataka ima), kao i savremeni zapisi o zemljotresima koji su se na posmatranom području nedavno dogodili. Osim toga, pri izradi seizmičkih karata od velike važnosti su i dobijena geološka, hidrogeološka, geomehanička i geofizička ispitivanja. Ovako dobijen stepen seizmičnosti predstavlja samo prosečnu vrednost za neku oblast na karti. Međutim, lokalni uslovi u toj oblasti često mogu osetno da se razlikuju od dobijenih prosečnih vrednosti. Zato se u poslednje vreme vrši i detaljna mikrorejonizacija terena da bi se tačnije utvrdio stepen seizmičnosti terena na kome će se objekat graditi.
538
U daljem će se, u najkraćem, prikazati određivanje relevantne izmene seizmičkog intenziteta u zavisnosti od: sastava tla, nivoa podzemne vode i rezonantnih oscilacija tla prema S.V.Medvedev. Za prirast stepena seizmičnosti za osnovnu kategoriju tla, ustanovljenu mikroseizmičkim osmatranjima, S.V.Medvedev je sastavio tabelu u kojoj su prikazani stepeni seizmičkog intenziteta dati za osnovne karakteristike tla u odnosu na stenu - etalon, na granit. Najvažnija karakteristika tla od uticaja na seizmički intenzitet je seizmička inpendancija, tj. proizvod brzine prostiranja seizmičkog talasa u tlu i zapreminske težine tla, pa je S.V.Medvedev sastavio i drugu tabelu u zavisnosti od kategorija tla. Na osnovu podataka iz pomenutih tabela S.V.Medvedev je izveo formulu za računanje seizmičkog intenziteta u zavisnosti od uslova tla n1 koja glasi:
Za priraštaj seizmičkog intenziteta n2 u zavisnosti od dubine nivoa podzemne vode S.V.Medvedev je predložio formulu:
gde je: v0 , vi - brzina rasprostiranja seizmičkih talasa kroz posmatrano tlo u km/s, odnosno kroz granit koji je uzet kao etalon, ρ0 , ρi - gustina posmatranog tla, odnosno granita (kao etalona) u g/sm3 h – gustina podzemne vode, e - osnova prirodnog logaritma. Relevantni priraštaj seizmičkog intenziteta za rezonantni uticaj sloja tla n3 može se odrediti u zavisnosti od mi i Si pri čemu je u ovom slučaju:
gde je: H- debljina sloja, Ti- perioda seizmičkih vibracija tla u dijapazonu od 0,1 do 0,6 s, n3 = f(mi, SJ- je funkcija od mi i Si. Uvažavajući sve napred navedeno može se sračunati ukupni relevantni priraštaj seizmičkog intenziteta za predmetnu lokaciju, tj.
539
Primeri: 1. Na dubini od 4 m je n1 =1,00 i za nivo podzemne vode na toj dubini iznosi n2 =0,53, a za n3 se može uzeti npr. n3 =0,20 pa se za ukupno povećanje seizmičnosti dobija: n = n1 + n2 + n3 =1,00+0,53+0,20= 1,73. 2. Ako je podzemna voda blizu površine terena ( h = 0,10 m) povećanje seizmičnosti je n2 = 1,00 tj. povećanje seizmičkog intenziteta je za jedan stepen samo usled nivoa podzemne vode. Ocena prirasta stepena seizmičnosti po istraživanjima S.V.Medvedeva, data je tabelamo u zavisnosti od vrste tla i autora koji su izučavali ovu pojavu. Uzeto priblizno, pošto razni autori ne daju iste vrednosti, to se vrednosti nalaze u sledecim granicama: za granit svuda 0, za peščana i glinena tla od 1 do 2, za nasuta tla od 2 do 3, dok za nasuta tla natopljena vodom, kao i kulturna tla (ritovi) od 3 do 4. Osnovni parametri seizmičkog hazarda, definisani preko analitičkih i grafičkih odnosa između maksimalnih ubrzanja tla i odgovarajućih povratnih perioda, pružaju mogućnost sagledavanja seizmičnosti jedne lokacije i njeno upoređivanje sa globalnom seizmičnošću područja. Medutim, korišćenje samo ovih relacija, odnosno njihovih rezultata, nije dovoljno za aseizmičko projektovanje koje bi se zasnivalo na konceptu prihvatljivog seizmičkog rizika. Pri tome, evidentno, potrebno je obuhvatiti još i druge parametre koji su od bitnog značaja za racionalno aseizmičko projektovanje , kao što su: eksplotacioni period objekta, namena i važnost objekta, nivo prihvatljivog seizmičkog rizika, itd. Rezultati seizmičke rejonizacije seizmičkog hazarda, doprinose smanjenju seizmičkog rizika za čiju je analizu moguće definisati vise matematičkih modela. Osnovne komponente rizika mogu se izdvojiti i to su: hazard kao prirodno okruženje; structure, kao izgrađena sredina; izloženost, okarakterisana dispozicija u prostoru; lokacija i specifičnost objekta; i vulnerabilitet, okarakterisan kvalitetom projekta na seizmičke uticaje. Data je slika zanimanja sa aspekta veze između utvrđivanja i upravljanja rizikom. Aseizmičko projektovanje po konceptu prihvatljivog seizmičkog rizika mora da obuhvati, između ostalih, i parametre seizmičkog hazarda, pre svega maksimalno ubrzanje tla i odgovarajući povratni period. Mnogi programi ojačanja se sprovode ili neposredno nakon dogođenih jakih zemljotresa, kada je celokupna javnost svesna seizmičke opasnosti i kada postoji veliki broj oštećenih objekata, ili posle inoviranja i donošenja novih seizmičkih propisa. Tako je, posle zemljotresa u Mexico Cityju 1985. donešen novi tehnički propis koji je zahtevao znatno veću otpornost objekata na horizontalna dejstva u odnosu na stari propis i to ne samo za buduće zgrade već i za postojeće bez obzira da li su ili ne doživele oštećenja. Ovo je značilo da je preko hiljadu zgrada u gradu trebalo ojačati. Ovakav jedan ekonomski veoma teško sprovodljiv program donešen je i posle skopskog zemljotresa 1963. god., prema kojem je trebalo sve postojeće objekte u tadašnjoj Jugoslaviji, ocenjene kao nedovoljno seizmički sigume, seizmički ojačati prema novim propisima u roku od 10 godina od njegovog stupanja na snagu. Treba li reći da su ovakvi zahtevi ostali mrtvo slovo na papiru i da nikada nisu realizovani?
540
Zahvalnica: Istraživanje prezentovano u ovom radu je finansirano od Ministarstva prosvete, nauke i tehnološkog razvoja Republike Srbije za projektni ciklus 2011-2017, u okviru projekta TR36016.
LITERATURA S. V. Medvedev: Inženjerska seizmologija, Građevinska knjiga, Beograd, 1965.god. S. Zdravković: Seizmička mikrorejonizacija pregradnog mesta brane “Krajkovačka reka”, časopis “Nauka i praksa” Institut za građevinarstvo i arhitekturu, Niš, 1/93. Niš, 1993.god. Božidar Pavićević: Aseizmičko projektovanje i upravljanje seizmičkim rizikom, Univerzitet Crne Gore, Podgorica, 2000.god. Slavko Zdravković, Dragan Zlatkov, Vlado Micov: Seizmic risk and hazard in the design of building; International conference “Inovation as a function of engineering development – IDE, 2011. The Faculty of Civil Engineering and architecture of University of Niš, ISBN 978-86-80 29598-5, pp. 387-392 Srđan Janković: Osnove seizmičkog planiranja i projektovanja za inženjere arhitekture i građevine, Građevinski fakultet, Univerzitet Crne Gore, AGM-knjiga, Beograd, 2014. god. Slavko Zdravković, Dragan Zlatkov: Seizmički rizik i mikrorejonizacija građevinske površine za objekat sportske dvorane u Pirotu, Geotehnički aspekti građevinarstva, Zlatibor, 2009., Zbornik radova sa trečeg naučno-stručnog savetovanja, edition. Radomir Folić, SGIS, str. 377382 Slavko Zdravković: Dinamika konstrukcija sa zemljotresnim inženjerstvom, Građevinsko – arhitektonski fakultet Univerziteta u Nišu, AGM-knjiga, Beograd, ISBN 978-86-86363-70-1, COBISS.SR-ID 225634748, NBS 624.04 699.941 Beograd, 2017.god.
541 UDC: 625.78 Stručni članak
DYNAMIC SOIL-PIPELINE INTERACTION INDUCED BY HIGH-SPEED TRAFFIC UNDER ENVIRONMENTAL EFFECTS: TWO COMPUTATIONAL APPROACHES A. Liolios 1, K. Liolios 2, B. Folic 3, K. Georgiev 4 & I. Georgiev 5 1
Democritus University of Thrace, Dept. Civil Engineering, Xanthi, Greece, e-mail:
[email protected] 2 Institute of Information and Communication Technologies, Bulgarian Academy of Sciences, Sofia, Bulgaria e-mail:
[email protected],
[email protected] 3 University of Belgrade, Fac. of Mech. Enging, Belgrade, Serbia, e-mail:
[email protected], 4 Institute of Information and Communication Technologies, Bulgarian Academy of Sciences, Sofia, Bulgaria e-mail:
[email protected] 5 Institute of Information and Communication Technologies and Institute of Mathematics and Informatics, Bulgarian Academy of Sciences, Sofia, Bulgaria e-mail:
[email protected]
Dedicated to the memory of Yordan MILEV, (15.2.1960 - 8.1.2017), Late Professor at the University of Architecture, Civil Engineering and Geodesy (UACEG), Sofia, Bulgaria. ABSTRACT The paper deals with two computational approaches for the unilateral contact problem of dynamic soil-pipeline interaction induced by high-speed moving loading sources. Unilateral contact effects due to tensionless soil capacity, soil elastoplastic-fracturing behaviour and gapping, which may be significant, are strictly taken into account, as well as environmental effects decreasing the soil resistance. The first numerical approach, called inequality approach, is based on a double discretization, in space by the Finite Element Method combined with Boundary Element Method, and in time, and on nonconvex optimization. By convolutional procedures, the number of the problem unknowns is significantly reduced and a nonconvex linear complementarity problem is solved in each time-step. The second numerical approach, called incremental approach, uses the Ruaumoko structural engineering software. Both presented methods are useful in geotechnical praxis for the
542
resistant construction, design and control of buried pipelines against man-made soil vibrations as well as seismic excitations. KEY WORDS. Dynamic soil-structure interaction, Unilateral contact, Environmental Degradation, Numerical geotechnical engineering
INTRODUCTION Man-made soil vibrations may significantly influence the dynamic response of buildings and various other structures. So, vibrations generated by loads moving on a railway track on layered ground, underground explosion-induced stress and/or displacement wave propagation in a surrounding soil-environment and high-speed train induced ground vibrations around tunnels are some examples of such man-made soil vibrations, see e.g. [15] On the other hand, soil degradation caused by environmental pollution [6] may significantly influence the soil-structure interaction under static and/or dynamic actions. Especially for pipelines (life-line networks, tunnels etc.), this degradation of the strength quality of the surrounding soil-environment during earthquake excitations can cause significant changes as concerns their seismic response [3]. Dynamic soil-pipeline interaction due to as above soil excitations is also a problem in structural and geotechnical engineering related to the wave propagation, moving loads and, from socio-economic points of view, to vibration reduction. In previous papers [12,13], the dynamic and seismic (so, a nature-made soil vibration) soil-pipeline interaction had been considered as one of the so-called inequality problems of structural engineering. As wellknown [11-15,17-19, 23-24, 27-28], the governing conditions of these problems are equalities as well as inequalities. Indeed, for the case of the general dynamic soil-structure interaction, see e.g. [1,11-13], the interaction stresses on the transmitting interface between the structure and the soil are of compressive type only. Moreover, due to in general nonlinear, elastoplastic, tensionless, fracturing etc. soil behaviour, gaps can be created between the soil and the structure. Thus, during strong earthquakes, separation and uplift phenomena are often appeared, as the praxis has shown [4, 9, 20, 26, 29]. The mathematical treatment of the so-formulated inequality problems can be obtained by the variational and/or hemivariational inequality approach. Numerical procedures, based on the above approach, for numerous dynamic inequality problems of structural engineering have been also presented, see e.g. [9, 11,17-19, 23-25, 27]. The present paper deals with two numerical procedures for the inequality dynamic problem of buried pipelines under horizontal ground excitation, perpendicular to the pipeline axis. Degradation of the surrounding soil caused by environmental actions is taking into account. In the problem formulation, the above considerations about gapping as well as soil elastoplastic softening behaviour are taken into account. Both proposed numerical procedures are based on a double discretization, in space and time. The first procedure uses methods of nonlinear programming. Thus, in each time-step a non-convex linear complementarity problem involving a reduced number of the problem unknowns is solved. The second procedure is an incremental one and uses the Ruaumoko software [21]. Finally, the two presented procedures are applied in a comparative way to an example problem of
543
dynamic pipeline-soil interaction, caused by the wave propagation induced by high-velocity traffic in the surrounding soil.
THE PROBLEM FORMULATION First, a discretization in space by combining the finite element method (FEM) with the boundary element one (BEM) is used for the soil-pipeline system [1,7-13,16]. The pipeline is discretized into frame-beam finite elements. Each pipeline node is considered as connected to the associate soil nodes on both sides through two unilateral (interface) elements. Every such u-element consists of an elastoplastic softening spring and a dashpot, connected in parallel (see e.g. the Figure 2), and appears a compressive force r(t) only at the time-moments t when the pipeline node comes in contact with the corresponding soil node. Let v(t) denote the relative retirement displacement between the soil-node and the pipenode, g(t) the existing gap and wg(t) the soil displacement induced by moving sources of the type described in the Introduction. Then the piece-wise linearized unilateral contact behaviour of the soil-pipeline interaction is expressed in the compact form of the following linear complementarity conditions: v+g+wg ≥ 0,
r ≥ 0,
r.(v+g+wg) = 0.
(1)
Further, the u-element compressive force is in convolutional form [1] r = S(t)*y(t),
y = w - ( g + v ),
(2a,b)
or in form used in Foundation Analysis [17] r = cs . (dy/dt) + p(y).
(2c)
Here cs is the soil damping coefficient, w = w(t) the pipeline node lateral displacement, y = y(t) the shortening deformation of the soil-element, and p(y) the spring force. By * is denoted the convolution operation. S(t) is the dynamic stiffness coefficient for the soil and can be computed by the BEM [1]. Function p(y) is mathematically defined by the following, in general nonconvex and nonmonotone constitutive relation: p(y) ∈ Cg Pg (y),
(2d)
where Cg is Clarke's generalized gradient and Pg ( ) the symbol of superpotential nonconvex functions [17-19]. So, (2d) expresses in general the elastoplastic-softening soil behaviour, where unloading-reloading, gapping, degrading, fracturing etc. effects are included. For the herein numerical treatment, p(y) is piece-wise linearized in terms of non-negative multipliers as in plasticity [14,15,28]. So the dynamic equilibrium conditions for the assembled soil-pipeline system are written in matrix form as follows: M ü(t) + C ú(t) + K u(t) = f(t) + AT r(t),
(3)
544
h = BTr - H z - k,
h ≤ 0,
z ≥ 0,
zT.h = 0.
(4)
Here, eq. (3) is the dynamic matrix equilibrium condition and eqs. (4) include the unilateral and the piece-wise linearized constitutive relations. Dots over symbols denote, as usually, time-derivatives. M, C and K are the mass, damping and stiffness matrix, respectively; u, f are the displacement and the force vectors, respectively; A, B are kinematic transformation matrices; z, k are the nonnegative multiplier and the unilateral capacity vectors; and H is the unilateral interaction square matrix, symmetric and positive semidefinite for the elastoplastic soil case. But in the case of soil softening, some diagonal entries of H are nonpositive [28]. Finally, the force vector f includes the effects due to high-speed moving sources in the surrounding soil along the pipeline. Thus the so-formulated problem is to find (u,r,g,z) satisfying (1)-(4) when f and suitable initial conditions are given.
THE TWO COMPUTATIONAL PROCEDURES Two computational methods, the inequality one and the incremental one, are next presented for the numerical solution of the previously formulated problem, concerning the dynamic response of buried pipelines against man-made soil vibrations as well as seismic excitations. The first procedure, the so-called inequality one, is based on the convolutional approach of [13]. Assuming that the unilateral quantities z and h include all local nonlinearities and unilateral behaviour quantities,. and applying the central-difference time discretization, and after suitable elimination of some unknowns, we arrive eventually at hn = D zn + dn,
zn ≥ 0,
hn ≤ 0,
znT.hn = 0.
(5)
Thus, at every time-moment tn = n.Δt, where Δt is the time step, the problem of rels. (5) is to be treated. This problem is a Non-Convex Linear Complementarity Problem (NCLCP), can be treated as an hemivariational one and is solved by available methods and computer codes of nonconvex optimization [18-19, 23-24]. So, in each time-step Δt we compute which of the unilateral constraints are active and which are not. Due to soil softening, the matrix D is not a strictly positive definite one in general. But as numerical experiments have shown, in most civil engineering applications of soil-pipeline interaction this matrix is P-copositive. Thus the existence of a solution is assured [12-15, 17-19, 23-25, 27,28]. The second procedure, the so-called incremental one, is based on the incremental formulation and solution of the problem. So, the dynamic equilibrium conditions for the assembled soil-pipeline system are written in matrix form as follows: M Δü(t) + C Δú(t) + KTΔu(t) = Δf(t) + AT Δr(t),
(6)
where by KT is denoted the current tangential stiffness. Now, for the numerical treatment, use is made of the Ruaumoko structural engineering software [21]. This code provides a
545
large library of many different hysteresis rules to represent the inelastic behaviour of frame and spring members. For further details see [21]. So, the ‘bilinear with slackness’ model shown in Fig. 1 can be used to represent the unilateral behaviour of the interface elements by suitable choice of the parameter values. Thus, for the simulation of the behaviour of the interface unilateral soil-elements, and in order to be appeared a compressive force F(t) only, in the ‘bilinear with slackness’ hysteresis rule model of Fig. 1 the parameter values are: Fy+ =0.0 and r+ = 0.0.
Figure 1. The ‘bilinear with slackness’ hysteresis rule model in Ruaumoko [21].
Figure 2. The degrading strength rule in Ruaumoko [21].
546
Moreover, stiffness and strength degradation are simulated in Ruaumoko by using suitable stiffness degrading (e.g. Takeda model) and strength degrading hysteresis rules. In Fig. 2 is shown the degrading strength rule, which provides the strength reduction variation in terms of either ductility or cycle number.
NUMERICAL EXAMPLE The numerical example of [13] was treated by the inequality approach. It is reconsidered here for comparison reasons concerning the application of the incremental approach. The example deals with an empty horizontal steel circular pipeline of length L = 200 m, outside diameter 1 m, thickness 1.5 cm, elastic modulus 21*107 KN/m2 and yield stress 50 KN/cm2 is considered. As depicted in Figure 3, the pipeline is clamped by the two anchor blocks A and B imbedded into a rock soil. The soil, into which the horizontal pipeline is buried, has an elastoplastic behaviour as in Figure 4 and consists of two regions: the first (I) is soft with a shear modulus Gi = 5000 KN/m2, the second (II) is hard with a shear modulus Gii = 100000 KN/m2. The parameters for the elastoplastic behaviour in Figure 2 are taken to be a = pu.b, b = 100 m-1, where it is pu = 100 KN/m2 for the soft region (I) and pu = 2000 KN/m2 for the hard region (II). The difference of the behaviour in the two regions (I) and (II) is caused by environmental actions. Further, due to some high-speed moving sources of soil vibration, the ground excitation is assumed to be a sinusoidal horizontal wave propagation parallel to the pipeline axis (Figure 2), with mean speed vg= 0.4 km/sec in the soft region (I) and vg = 0.8 km/sec in the hard one (II), frequency fg = 10 rad/sec, duration T = 2 π /fg and maximum ground displacement wo = 5 cm. Thus the horizontal ground motion, perpendicular to the pipeline axis x, is expressed mathematically by the following relation, where H(t) is the Heaviside function: ug (x,t) = wo sin(t-x/vg) .{H(t-x/vg)-H(t-x/vg-T)}.
(7)
Some indicative results from the numerical ones, obtained by applying the two presented procedures, are here reported. Both methods have provided a good agreement of their results. So in Figure 5 the gaps along the pipeline due to permanent soil deformations are shown for the time moments t1 = 0.6 sec and t2 = 2.1 sec. The difference of the gap widths in the soft and in the hard soil region is remarkable. Because of these created gaps, for a subsequent soil excitation the part of the pipeline in the soft region may not have a behaviour of a beam fully supported by foundation. On the other hand, in Figure 6 it is shown the distribution of the soil-pressures at the time t1 = 0.60 sec. The stresses are smaller in the soft region than in the hard one. Furthermore, a concentration of stresses is observed around the pipeline middle C, where the soil quality changes.
547
Figure 3. Soil-pipeline system, horizontal wave travelling ground motion and soil-pipeline interaction modelization.
Figure 4: Unilateral, degradating soil behaviour in loading-unloading with remaining gaps.
548
Figure 5. Gaps along the pipeline at times t1 = 0.6 sec and t2 = 2.1 sec.
Figure 6. Soil-pressure distribution at the time t1 = 0.6 sec
CONCLUDING REMARKS Two computational methods, the inequality one and the incremental one, have been presented for the dynamic response of buried pipelines against man-made soil vibrations as well as seismic excitations. As the indicative results of an numerical example show, unilateral contact effects due to tensionless soil capacity and to gapping may be significant and have to be taken into account for the resistant construction, design and control of buried pipelines against man-made soil vibrations. These unilateral contact effects can be numerically estimated by the herein presented procedures, which is realizable on computers by using existent codes of the finite element method (FEM), and of optimization algorithmes. Both presented methods are useful in geotechnical praxis for the resistant construction, design and control of buried pipelines against man-made soil vibrations as well as seismic excitations.
549
Acknowledgment: Concerning the co-authors K. Liolios, K. Georgiev and I. Georgiev, this work was partially supported by the Bulgarian Academy of Sciences through the "Young Scientists" Grant No. DFNP-97/04.05.2016.
REFERENCES 1. 2. 3. 4. 5. 6. 7. 8.
9. 10. 11. 12. 13.
14. 15. 16. 17.
Wolf, J.P. 1998. Soil-Structure-Interaction Analysis in Time Domain. Englewood Cliffs, N.J.: Prentice-Hall. Scott, R., Foundation Analysis. London: Prentice-Hall, (1981). Cassaro, M.A. (ed.), Lifeline Earthquake Engineering, Proc. 3rd U.S.A. Conf., ASCE, New York (1991). Savidis, S.A. & Bode, C., Three-Dimensional Time Domain Analysis of Moving Loads on Railway Tracks on Layered Solis with Partial Uplift. In: Schmid, G. & Chouw, N. (eds.), WAVE2000, Proc. Int. Symp. Bochum, Germany, 13-15 Dec.2000. Rotterdam: Balkema (2000). Profillidis, V.A., Railway Engineering. Aldershot, Sydney, Avebury Technical, (1995). Tchobanoglous, G., Peavy, H. & Rowe, D., Environmental Engineering, MacGraw-Hill, New York (1985). Milev, N. (2016), Soil-structure interaction, PhD Thesis, UACEG, Sofia,(in Bulgarian). Kazakov, K., I. Stoynova, Matuski, V. & Handruleva, A., (2016). On the computational dynamic soil-strucure interaction (SSI) concepts in time-domain. In: Folic R. (Ed), Proceedings of 5th International Conference “Earthquake Engineering and Engineering Seismology”. Sremski Karlovci, Serbia, 29-30 June 2016, pp. 371-378. Baniotopoulos, C.C., Optimal control of above-ground pipelines under dynamic excitations, Int. Jnl Pressure Vessel & Piping 63, 211-222, (1995). Beskos, D.E., Boundary element methods in dynamic analysis: Part II (1986-1996), Applied Mechanics Reviews, Vol. 50, 149-187, (1997). Antes, H. & Panagiotopoulos, P.D., The Boundary Integral Approach to Static and Dynamic Contact Problems. Equality and Inequality Methods,, Basel, Boston, Berlin: Birkhäuser Verlag, (1992). Liolios A., Liolios K. and Michaltsos G. (2013). A numerical approach to the non-convex dynamic problem of steel pile-soil interaction under environmental and second-order geometric effects. Lecture Notes in Applied and Computational Mechanics, vol. 56, pp. 369-375. Liolios, A. & Pitilakis, K. & Savidis, S. & Yeroyianni, M. A convolutional numerical approach to the unilateral contact problem of seismic soil-pipeline interaction. In: Bisch, P. & Labbe, P. & Pecker, A. (eds.), Proceedings of the 11-th European Conference on Earthquake Engineering, Abstract Vol., p.420. Paris, France, 6-11 Sept. 1998. Rotterdam: Balkema, (1998). Maier, G., Grierson, D. E., & Best, M. J. (1977). Mathematical programming methods for deformation analysis at plastic collapse. Computers & Structures, 7(5), 599-612. Maier, G., Mathematical Programming Methods in Structural Analysis, in: Brebbia, C. and Tottenham, H., (Eds.),Variational Methods in Engineering, Vol.II, pp. 8/l-8/32, Southampton: Southampton Univ. Press, (1973). Manolis, G.D. & Beskos, D.E., Underground and lifeline structures, in: Beskos, D.E. and Anagnostopoulos, S.A. (eds), Computer Analysis and Design of Earthquake Resistant Structures, pp. 775-837, Southampton: Comput. Mech. Publics, (1997). Mistakidis, E.S. & Stavroulakis, G.E., Nonconvex optimization in mechanics. Smooth and
550
nonsmooth algorithmes, heuristic and engineering applications. Kluwer, London (1998). 18. Panagiotopoulos, P.D., Inequality problems in mechanics and applications. Convex and nonconvex energy functions. Birkhäuser Verlag, Boston-Basel-Stuttgart (1985). 19. Panagiotopoulos, P.D. Hemivariational inequalities. Applications in Mechanics and Engineering. Berlin, Springer (1993). 20. Patel. P.N. & Spyrakos, C.C., Uplifting-sliding response of flexible structures to seismic loads, Engineering Analysis with Boundary Elements, 8, 185-191 (1991). 21. Carr A.J., (2008). “RUAUMOKO - Inelastic Dynamic Analysis Program”. Department of Civil Engineering, University of Canterbury, Christchurch, New Zealand. 22. Liolios A., Liolios K., Folic B., Georgiev K. and Georgiev I. (2017). A computational approach for the seismic upgrading of old RC structures by ties under shear effects. In: Folic R. (Ed), Proceedings of 10th International Conference of Association of Civil Engineers of Serbia (ACES) “Assessment, Maintenance and Rehabilitation of Structures and Settlements”. Vrsac, Serbia, 1416 June 2017. 23. Stavroulakis, G.E., Computational Nonsmooth Mechanics: Variational and Hemivariational Inequalities. Nonlinear Analysis. Theory, Methods and Applications 47/8, 5113-5124, (2001). 24. Stavroulaki, M.E. & Stavroulakis, G.E., Unilateral contact applications using FEM software. Int. Jnl Appl. Mathem. & Comp. Sciences, in print (2002). 25. Liolios A., Liolios K., Folic B., Georgiev K. and Georgiev I. (2016). Choice of the optimal ties system concerning the seismic upgrading of RC structures under multiple earthquakes. In: Folic R. (Ed), Proceedings of 5th International Conference “Earthquake Engineering and Engineering Seismology”. Sremski Karlovci, Serbia, 29-30 June 2016, pp. 443-452. 26. Folic B., Ladjinovic, G., Folic R., Cosic, M. (2016). .Pile-soil-pile interaction in designing the foundation of RC structures. pp. 379- 386, In: Folic R. (Ed), Proceedings of 5th International Conference “Earthquake Engineering and Engineering Seismology”. Sremski Karlovci, Serbia, 29-30 June 2016. 27. Liolios, A. A. (2000). A linear complementarity approach for the non-convex seismic frictional interaction between adjacent structures under instabilizing effects. Journal of Global Optimization, 17(1), 259-266. 28. Maier, G. (1971). “Incremental plastic analysis in the presence of large displacements and physical instabilizing effects”. Int. J. Solids Struct. 7, 345–372. 29. Milev, I. (2016). Practical application of EUROCODE 8 in seismic design of RC frame- and wall-structures. In: Folic R. (Ed), Proceedings of 5th International Conference “Earthquake Engineering and Engineering Seismology”. Sremski Karlovci, Serbia, 29-30 June 2016, pp. 134.
551 UDC: 624.135.52 Stručni članak
NUMERIČKA ANALIZA WINKLEROVOG MODELA ZA TEMELJNU GREDU Mirko Balabušić*, Rajko Radulović** „Biro K“ d.o.o, Marka Cara 12, HercegNovi, Crna Gora JPMD Crne Gore, Popa Jola Zeca bb, Budva, Crna Gora REZIME Analizom je obuhvaćen temeljni gredni nosač, pri čemu je uzeta u obzir njegova krutost EI, Winklerova podloga sa modulom reakcije tla k i jednakost deformacija temeljne konstrukcije sa tlom. Rješenje je nađeno numeričkom analizom Winklerovog modela,variranjem različitih modula reakcije tla k2, sve dok su postignuti isti uticaji za dvije zone uticaja ispod sile P na temeljnoj gredi. KLJUČNE RIJEČI: temeljna kontra greda, Winklerov model, koeficijent reakcije tla k, zona uticaja ispod sile P.
NUMERICAL ANALYSIS OF THE WINKLER’S MODEL FOR BASIC COUNTER BEAM ABSTRACT The analysis includes beam girders (counter beam),whereby it is taken account of their stiffness EI, Winkler space with modulus of ground reaction k and equality deformities of basic construction with the ground. Solution is found by the numerical analysis of the Winkler’s model, with variation different modulus of the ground reaction k2, while up achieved same influences for two zone under the force P on basic beam. KEY WORDS: basic counter beam,Winkler’s model,modulus of ground reaction k, zone of influences under the force P.
RJEŠENJE ZA WINKLEROV MODEL Poznato je da stvarna raspodjela opterećenja između temelja i tla zavisi od elastičnih deformacionih karakteristika temelja i konstrukcije koju temelj podupire, kao i od stišljivosti tla. Tačniji proračun stvarne raspodjele napona između temeljne grede i tla sprovodi se za različite modele tla. [7] - tlo kao linearno deformabilno opisano Winklerov-im modelom - tlo kao linearno elastičan homogen i izotropni poluprostor - tlo je nehomogeno i nelinearno se ponaša pod opterećenjem
552
U svim rješenjima polazi se od osnovne diferencijalne jednačine elastične grede, da su pomjeranja tačaka na osi grede i odgovarajuća slijeganja tla jednaka. (1) E I d4ω/dx4 = -[ q(x) - p(x) ] B ( 1) U jednačini je EI krutost grede, ω(x) je pomjeranje ose grede , p(x) opterećenje grede od konstrukcije objekta, q(x) je reaktivno opterećenje između grede i tla. Zavisnost između q(x) i pomjeranja ω(x) površine temeljnog tla definiše se prema jednom od predloženih modela tla. Pomjeranje tačke na površini tla opisanog Winklerovim modelom (2) linearno je proporcionalno intezitetu opterećenja q(x) [ Slika 1.] : ω(x) = q(x) / k (2) gdje je k modul reakcije tla (kN/m3 [10]
Slika 1.Ponašanje temelja u tlu koje je definisano pomoću modula reakcije tla [1]
Modul reakcije tla k zavisi od veličine opterećenja q(x), od oblika i veličine opterećene površine, vrste i zbijenosti tla. Preporuka je da se koeficijent k određuje na osnovu prethodno izračunatog sleganja temelja. Veličina opterećenja koje djeluje na opruge ne bi trebalo da je veća od 1/2 graničnog opterećenja tla,za koju se tlo ponaša kao linearno elastična sredina. Tercagi [9] je na osnovu teorijskih i eksperimentalnih istraživanja raznih vrsta tla preporučio numeričke vrijednosti modula reakcije tla, koji se kreću u rasponu od 1000kN/m3 do 100000 kN/m3 u zavisnosti od vrste i zbijenosti tla. On je pokazao da promjena k za ± 50% izaziva samo neznatne promjene napona u temeljnoj gredi (ploči). [1]
553
Slika 2. Reaktivno opterećenje sa modulima reakcije tla k i k2 (otpora tla)
Prema definiciji otpora tla, zonu ispod sile P, gdje konstrukcija vrši sabijanje tla, možemo smatrati zonom datog Modula reakcije k tla. [ Slika 2.]. Van ove zone,gdje tlo vrši deformaciju konstrukcije,djeluje umanjeni Modul reakcije tla k2 , koga je potrebno numeričkom analizom odrediti. Diferencijalna jednačina (1) Winklerovog prostora sada dobija oblik, E I d4ω/dx4 = -[ ω(x)(r/lp× k +(lp –r)/lp ×k2) - p(x) ] B (3) Pri čemu je lp dužina temeljne grede, dok je r pripadajuća zona otpora tla ispod sile P za r = 0, k2 djeluje na čitavu temeljnu gredu za r = lp , k djeluje na čitavu temeljnu gredu Iz uslova jednakosti momenata za dvije bliske zone ispod sile P, tj. kada su, za ri/lp i ri+1/lp , momenti na temeljnoj gredi M i = M i+1 , imaju istu vrednost, odnosno kada se između njih nalazi minimum za: dMi,i+1/d(r,k,k2) = 0, ili dMi,i+1/d(r,k,k2) = EI d3ω(l /2)/d(r,k,k2) = 0 numeričkom analizom se dobija mjerodavni modul reakcije tla k2. NUMERIČKI PRIMJER Karakteristično je za numerički primjer, da se radi o temeljnoj gredi – kontragredi, usvojene širine B=1.0m i visine D=1.0m ,opterećenu silom P = 1000kN u sredini, a koja leži na elastičnom poluprostoru. [Slika 2.] Na ovom primjeru analizirana su tri koeficijenta reakcije tla : k = 6000 kN/m3, k = 50000kN/m3, k = 90000 kN/m3 i prikazani su odgovarajući uticaji (momenti) na temeljnoj kontragredi. [Slika 3.]
554
Slika 3. Winklerov prostor – uticaji sa različitim k modulima na temeljnoj gredi
Numeričkom analizom Winklerovog prostora na temeljnoj gredi za Module reakcije tla k=6000kN/m3 i k = 50.000kN/m3 i k=90000kN/m3,dobijaju se moduli reakcije tla k2 kako je prikazano na slikama [Slika 4.] [Slika 5.] i [Slika 6.]
Slika 4. Kontragreda – uticaji za modul reakcije tla: 6000Kn/m³, Modul k2 = 1600 kN/m3
Slika 5. Kontragreda – uticaji za modul reakcije tla: 50000Kn/m³, Modul k2 = 5500 kN/m3
555
Slika 6. Kontragreda – uticaji za modul reakcije tla: 90000Kn/m³, Modul k2 =2500 kN/m3
Kada se analizira greda na Winklerov-oj podlozi sa modulima reakcije tla k i k2 koji se diskontinualno mjenjaju po dužini temeljne grede, dobijeni rezultati se razlikuju sukcesivno za 46%, 171% i 251%. [Slika 7.]
Slika 7. Upoređenje Winklerovog k i k,k2 modela
556
ZAKLJUČAK Saglasno sprovedenoj analizi za osnovni Winklerov model temeljne grede uočava se da za različite vrednosti modula reakcije tla k, njegova promjena ne utiče bitno na uticaje (max 20%) u temeljnoj gredi. Uočava se, da ukoliko se koeficijent reakcije tla aplicira na temeljnoj gredi sa različitim vrednostima k2 < k, pri čemu zbog zbijenosti tla u zoni ispod dejstva sile ima vrednost k ,dobijaju se rezultati manji od osnovnog Winklerovog modela, koji sa većim k divergiraju i do 250%. Modul reakcije tla k2 manji je o osnovnog k modula od 3 do 36 puta. Diferencijalna jednačina (3) četvrtog stepena je složena funkcija sa dvije promjenjive (r,k2) i dvije konstante ( x,k). Ušteda se može postići u armiranju temeljnih konstrukcija ukoliko bi se prihvatio ovaj predlog, i uskladio sa inputom u tom dijelu TOWER programa. Predloženi metod, analogno je moguće primjeniti i na temeljne ploče.
LITERATURA [1] Ćorić, S., Geostatički proračuni, Rudarsko geološki fakultet, Beograd,2008. [2] Eurocode 7, (2004). Geotechnical design – Part 1 : General rules. European committee for standardization [3] Hansen,J.B., (1961). A general formula for bearing capacity. Bullten No.11, Danish Geotechnical Institute, Copenhagen. [4] Krsmanović, D., 1965, Temeljni nosači na homogenom i izotropnom tlu, Naučno društvo SR BiH, Sarajevo, Dela XXI knj. 6, odj. tehn. nauka. [5] Lazović, M., Vukićević,M. i Lelović.S., (1995). Zbirka zadataka iz fundiranja. Građevinski fakultet, Beograd. [6] Milović, D., (1982). Mehanika tla. Fakultet tehni;kih nauka, Novi Sad. [7] Nonveiller,E., (1981). Mehanika tla i temeljenje građevina. Školska knjiga, Zagreb. [8] Stevanović, S., (1989). Fundiranje I. Naučna knjiga, Beograd. [9] Terzaghi, K., 1943. Theoretical soil mechanics. John Wiley& Sons, New York. [10] Vesić, A., 1961, Bending of beams Resting on Isotropic Elastic Solid, Proc. ASCE, V. 87, SM 2.
557 UDC: 551.509.324(497.6) Pregledni stručni rad
USPOSTAVLJANJE SISTEMA ZA RANO UPOZORAVANJE OD PRIRODNIH NEPOGODA KOJE INICIRAJU NASTANAK POPLAVA I KLIZIŠTA Toni Nikolić*, Azra Špago**, Samir Huseinbašić*** * Federalni zavod za geologiju, Sarajevo (
[email protected]) ** Građevinski fakultet, Univirezitet Džemal Bijedić u Mostaru *** Ministarstvo sigurnosti BIH, Sarajevo REZIME Tokom 2014. Godine u BIH desila se prirodna nepogoda u vidu obimnih padavina koje su prouzrokovale nastanak poplava i velikog broja klizišta koja su ugrozila živote i materijalna dobra. Najveće posljedice osjetila je Dobojska regija. Da su nadležne službe i insitucije bile opremljenije i bolje organizovane u cilju efikasnijeg alarmiranja službi za spašavanje i obavještavanje stanovništva o nadolazećoj katastrofi, sigurno bi i posljedice bile znatno umanjene. Ovaj rad upravo govori o kvalitetnijoj i svrsishodnijoj organizaciji odgovornih službi radi boljeg odgovora na katastrofe u budućnosti. KLJUČNE REČI: prirodne nepogode, poplave, klizišta, prevencija, alarmiranje.
ESTABLISH THE SYSTEM FOR EARLY WARNING FROM NATURAL DISASTER WHICH INITIALIZE FLOOD AND LANDSLIDE ABSTRACT Over 2014. in BIH was happened natural disaster like extensively rain fall which for consequence made flood and huge number of landslide, which impact on safety human life and objects. The biggest impact was on Doboj region. If responsible agencies and institution had better equipment and better organized, with a aim to effective warning civil protect institution and inform citizens about coming natural disaster, probably consequence of this disaster was been much less. This publication talk about more quality and effective organization responsible agency, with a target for better react on natural disaster in future. KEY WORDS: natural disaster, flood, landslide, prevention, warning.
558
UVOD Bosna i Hercegovina je, uz zemlje regiona Hrvatsku i Srbiju, u 2014. godini pogođena obilnim padavinama, koje su za posljedicu imale katastrofalne poplave i pojavu velikog broja klizišta, koja su prema nezvaničnim informacijama odnijele 30 ljudskih života i nanijele ogromnu materijalnu štetu objektima i privredi BIH.
Slika 1. Grafikon posljedica katastrofe u BIH, maja 2014. godine (www.slobodnaeuropa.org) Figure 1. Overview catastrophic disaster in BIH over may 2014. Year, (www.slobodnaeuropa.org)
Najteže je stradala Dobojska regija (Grad Doboj, Usora, Modriča, Doboj Jug i Doboj Istok), jer su se nalazili na ušću Spreče u Bosnu, a gdje su se već značajne količine vode ulile u premalo korito rijeke Bosne. Bujični tokovi, velike padavine, mala vodopropusnost i ljudski nemar doveli su do ekstremnong povećanja nivoa vode, preko 2m u Gradu Doboju, dok su padinske Općine ugrožene enormno velikim brojem klizišta. Da li su se posljedice mogle umanjiti ili izbjeći, da je sistem obavještavanja evakuacije i intervenicije bio na višem nivou? Da li su preventivne mjere u vidu sanacije kosina, rada na obaloutvrdama i nasipima mogle spasiti mnoge živote? Koliki je značaj edukacije učenika, studenata i stanovništva o ponašanju u ovakvim slučajevima mogao doprinjeti umanjenju ljudskih žrtava? I uopšte rečeno, da li su antropogeni faktori značajno uvećali štetu i posljedice, a koje su mogle biti dosta manje. Kroz ovaj rad bit će obrađene neke od tema prevencije, edukacije, djelovanja i aktivnosti sa aspekta geoloških i hidrogeoloških prilika u našoj zemlji sa primjerima,
559
ljudskog nemara i neprilagođavanja ljudskih aktivnosti prirodi, koja je ovaj puta veoma surovo reagirala na naše propuste. HIDROLOŠKO-GEOLOŠKI PODACI Naime, neoubičajeno obilne kišne padavine su pogodile Bosnu i Hercegovinu između 14. i 19. maja 2014.godine, a zatim i sredinom avgusta 2014.godine. Po istorijskim podacima to su bile najveće padavine u posljednjih 120 godina.Tolika precipitacija je bila i u ne tako dalekoj prošlosti, ali zemlja na padinama i u ravnicama, niti korita rijeka nisu mogli primiti enormno veliku količinu padavina i uslijedilo je izlijevanje rijeka iz korita, te aktiviranje mnogobrojnih klizišta. Nastali efekti poplave su uzrokovani u velikoj mjeri pogoršanom prethodnom degradacijom životne sredine povezanom sa degradacijskim faktorima kao što su sječa šuma, zahvati u riječnim koritima i gradnjom u zonama podložnim plavljenju i klizanju tla. Cijeli sliv rijeke Save (u BiH) je bio pogođen, generirajući bujice i premiještajući nizvodno raznolik nanos, trasirajući tako pojas uništenja i pustošenja. Nizvodno, na ravnijim terenima, akumulirana voda, mulj i nanos su izazvali velike poplave. Kako je rijeka Sava dostizala maksimum, drenaža terena je postala nemoguća, izazivajući zadržavanje vode u ravnici na duži period. Obimne padavine su podstakle aktiviranje brojnih klizišta koja su dodatno učinila veliku materijalnu štetu, pogovo u brdsko-planiniskim područjima. Sama geologija terena na Sjevernom dijelu BIH, gdje su se i desile najveće posljedice usljed klizanja geološki je veoma podložna destabilizaciji kosina usljed padavina. Radi se o debljim slojevima sedimentnih materijala u kosinama, uglavnom zastupljenim glinama, laporcima, pjeskovima i šljunkovima koji su jako osjetljivi na ulazak vode u masiv. Stoga je i pokrenut jako veliki broj klizišta, naročito uz vodotoke koji su dodatno potkopavali kosine i ugrožavlai stabilnost iste. Procijenjeno je da je 81 lokalna samoprava pretrpila štete, gubitke, kao i udar na društvo i životnu sredinu u različitom stepenu. Oko 90 000 osoba je privremeno iseljeno iz svojih domova, a više od 40.000 je duže vremena boravilo u javnim i privatnim utočištima ili se preselilo privremeno kod rođaka i prijatelja. TEORIJSKI I METODOLOŠKI OKVIRI AKTIVNOSTI KOJE BI UMANJILE POSLJEDICE – NA PRIMJERU DOBOJSKE REGIJE Rano upozoravanje je u fokusu istraživanja za istraživane općine i grada, ali je rano upozoravanje jedna od najkompleksnijih komponenti smanjenja rizika nesreća, te se razmatraju ključne mjere i akcije koje preporučenom strategijom i akcionim planom doprinose smanjenoj ranjivosti i povećanoj otpornosti na iznenadne i brzonastupajuće nepogode (uzročne opasnosti) i nesreće.
560
Na osnovu iskustava iz ranijih nesreća i uočene ranjivosti, poboljšati značajno smaanjenje rizika nesreća kroz pripremljenost zajednica za nove nepogode (opasnosti), odnosno kroz lokalno i prekogranično rano upozoravanje stanovništva na nepogode (opasnosti) i nastanak nesreće, kroz odgovarajuće akcije i mehanizme međulokalne (prekogranične) saradnje. Ciljevi -
-
Pomoću uključenih radnih grupa tokom analize stanja sistema, vlasti i lokalna zajednica spoznali nepogode (uzročne opasnosti) koje prijete zajednici i koje aktivnosti treba provesti za evidentiranje svih opasnosti i njihovu ranu detekciju, povezanost nadležnih subjekata i njihovo praćenje (monitoring); identificirane su i analizirane sve ranjivosti (nedostaci) u propisima, planovima, i kapacitetima za smanjenje rizika nesreća kroz rano upozorenje na opasnosti (nepogode); identificirane i analizirane slabosti u stanju javne svijesti i akcije za jačanje svijesti kroz obuke o mjerama prevencije, lične i uzajamne zaštite građana, kao i vježbe; Izrađene preporuke međunarodnih standarda i odgovarajuća strategija kroz srednjoročni akcioni plan kojim su obuhvaćene ključne mjere i akcije za smanjenje rizika i jačanje funkcionalnih kapaciteta otpornosti.
Mogući problemi Ključni problem istraživanjau je povećana ranjivost zajednice, odnosno smanjena otpornost, u slivu rijeke Save i njenih pritoka (Bosne i njenih pritoka) kroz neadekvatnost preventive poplava i pratećih opasnosti (klizišta, erozije, odroni, neeksplodirana uobijat sredstva – skr. NUS, zarazne bolesti) i nedovoljna efikasnost pravovremene razmjene informacija i pravovremene dojave zajednicama i gradovima nizvodno istim vodotokom o dolazećem plavnom valu. Vodozaštitni objekti u istraživanom području su ukupne dužine: - U Federaciji BiH = nasip uz rijeku Bosnu, obuhvatajući i područje Usore i Doboj Juga je ukupne dužine 6.905 km, - a u Republici Srpskoj = ukupna dužina nasipa, obuhvatajući Doboj i Srednju Posavinu do Šamca (tzv. Savski nasip: 28.199 km i kanala: 8,53 km, te nasip uz rijeku Bosnu: 0,50 km), te kanala ukupne dužine: 17.529 km)1. Ti nasipi i kanali i obaloutvrde su vremenom zastarjeli, tokom poplava neki i probijeni, a tek jedan manji dio je obnovljen i utvrđen i služi svojoj svrsi. To sve utiče na naglašenost postavljenog problema istraživnaja - ranjivost i pojačanu potrebu ubrzane izgradnje i jačanja ranog upozoravanja i kapaciteta upravljanja i odgovora na elementarne nepogode / opasnosti.
561
Slika 2. Metoda smanjenja rizika nesreća (po UNISDR) Figure 2. Method make risk of accident less (over UNISDR)
Kako se može vidjeti na slici 2. Hazard, Rizik i Ranjivost su uz Izloženost ključni faktori za određivanje načina i metode umanjenja rizika od nesreća. Identifikacija i analiza opasnosti Analizom dokumenata procjena ugroženosti na terenu, istraživački tim je utvrdio da su sve četiri općine i Grad Doboj sklone slijedećim opasnostima (nepogodama) po međunarodnoj klasifikaciji: a) Hidrometeorološke opasnosti (poplava, suša i požari, ekstremno visoke i niske temperature, olujni vjetar, grad,... ), b) Geološke opasnosti (klizišta, odroni, zemljotres), c) Okolišne opasnosti (degradacija tla / erozije, uništenje biodiverziteta i gubitak vitalnih resursa – vode, zraka, ekološko zagađenje), d) Biološke opasnosti (biljne bolesti, zoonoze i humano prenosive bolesti), e) Tehnološke i druge antropogene opasnosti (transportne i industrijske nesreće – opasne materije, neeksplodirana ubojita sredstva, urbani požari...). U svih pet navedenih grupa opasnosti uočava se da ih je većina podstaknuta čovjekovim nemarom ili namjernim škodljivim djelovanjem (tzv. okidač požara, pa i klizišta, je najčešće čovjek i vrlo mala je vjerovatnoća da se šuma sama zapali, ili da se masivnije pomjeri tlo/ klizište bez škodljive intervencije čovjeka na podzemne tokove vode, ili bez drugog podsticaja kllizišta). Mehanizam nastanka i aktiviranja opasnosti i nesreće, kao i uzročnika je predstavljen i na sljedećem grafikonu (sa fokusom na poplave i klizišta):
562
Slika 3. Grafikon prikaza procesa, fenomena i nastanka poplave koja rezultira nesrećom Figure 3. Graphic overview process, phenomena and genesis flood which consequence is accident
Slika 4. Grafikon prikaza procesa, fenomena i nastanka klizišta koja rezultira nesrećom Figure 4. Graphic overview process, phenomena and genesis landslide which consequence is accident
Tokom analize dokumenata, razgovora sa stručnim predstavnicima javnih servisa i na osnovu utvrđenih činjenica, uviđa se da su posljedice poplava nesumnjivo uvećane: - nepostojećim ili neadekvatnim strukturalnim zahvatima na koritima rijeka i pritoka, - nestabilnošću tla (na pojedinim lokacijama deforestacija i degradacija su učinili tlo nestabilnim i podložnim bujičnim poplavama i klizanju padinskih dijelova zemljišta), i - nepostojećim ili neadekvatnim sistemima za rano otkrivanje opasnosti i uzbunjivanje. -
Identificirane ranjivosti su: Propisi – različitost rješenja u propisima među entitetima, neadekvatnost i odsustvo odgovarajuće regulative, i provedbe donešenih, Vodozaštitna infrastruktura (neadekvatna), Pre-populizacija urbanih sredina (prenos, aglomeracija i usložnjavanje rizika),
563
-
-
Javna svijest (nedovoljna, odsustvo ouka i vježbi), Neadekvatna pripremljenost obrazovnih ustanova za opasnosti/ nepogode, Ranjive kategorije stanovništva (neadekvatne evidencije različitih kategorija i nedovoljna zaštićenost), Sistem osmatranja, obavještavanja i uzbunjivanja - OOiU (različiti znakovi za uzbunjivanje u Republici Srpskoj i Federaciji Bosne i Hercegovine, nedovoljna izgrađenost- centri nisu adekvatno popunjeni, tehnički opremljeni i umreženi), Nedovoljna međuopštinska i međuentitetska umreženost centara OOiU, Nedovoljno modernizovano javno informativno djelovanje o opasnostima (nedovoljna iskoristivost društvenih medija), Nedovoljno iskorišten potencijal nevladinih organizacija u ranom upozoravanju (Crveni krst, radio amateri/ radio mreža za opasnost - RMZO i dr.), Nedovoljno izgrađeni institucionalni kapaciteti (nepostojanje ili neadekvatnost struktura odgovora baziranih na relevantnim međunarodnim standardima), i dr. PRIMJER GRADA DOBOJA U periodu poplave, količina vode koja je iz korita inundirala (izlila se iz korita) za manje od 10 minuta je došla u sve dijelove grada i potopila veliki broj stambenih zgrada i privrednih objekata.
Slika 5. Grafički prikaz ranjivosti u sistemu ranog upozoravanja u Gradu Doboju Figure 5. Graphic overview vulnerability in Doboj city in the early warning system
Neadekvatnost mjera prevencije poplava i ranog upozoravanja rezultirali su sporim snalaženjem stanovništva da spasi materijalna dobra i do ljudskih žrtava i smrti velikog broja domaćih životinja u domaćinstvima. Uočeni problemi se ogledaju kroz pregled ranjivosti kao na prikazanom grafikonu (slika 5.) Ivični pravougaonici predstavljaju ključne
564
kategorije kroz koje je sagledavana ranjivost, a tekst u riježnjevima kruga determinuju nedostatke u ranom upozoravanju i drugim mjerama smanjenja rizika nesreće. U domenu ranog upozoravanja još uvijek je izražena nedovoljna javna svijest o elementarnim nepogodama (opasnostima) u cilju bolje pripravnosti i efektivnije provedbe lične i uzajamne zaštite (zakonska obaveza svakog građanina) i mjera zaštite i spašavanja (sistemske mjere koje provode nadležni organi). Javnoj svijesti doprinosi veće plansko involviranje sredstava javnog informiranja putem elektronskih i štampanih medija i društvenih mreža. ZAKLJUČAK Kvalitetnija instituciolnalna opremljenost i obučenost, izrada karti lokacija podložnih plavljenju i klizanju, obučenost stanovništa, studenata i školaraca, aktivno učešće lokalnih zajednica, jačanje informativnog djelovanja u cilju efikasnijeg i bržeg alarmiranja na predstojeće nepogode, dosta bi doprinjelo da se posljedice katastrofalnih nepogoda u buduće dočekaju spremnije i posljedice umanje na prihvatljivu vrijednost. LITERATURA: Huseinbašić S., Imiširović B., Sljepčević P., Nikolić T., Koprivica A.: Studija u oblasti zaštite i spašavanja od elementarnih nepogoda i drugih nesreća sa akcentom na uspostavljenje sistema ranog upozoravanja u poplavljenim zajednicama, OKC Banja Luka (2017). Save the Children: Smjernice za realizaciju programa iz oblasti zaštite i spašavanja u osnovnim školama, Sarajevo (2016). UNICEF, Ministarstvo sigurnosti BiH, USAID BiH : Porodični priručnik za ponašanje u slučaju prirodnih ili drugih nesreća Sarajevo (2015). UNESCO, EU, WORLD BANK: Bosnia and Herzegovina floods 2014, recovery needs assessment, 2014. Grafikon posljedica katastrofe u BIH, maja 2014. godine /www.slobodnaeuropa.org/ Huseinbašić S.: Sigurnosni rizici i saradnja država Jugoistočne Europe, Jordan Studio, Sarajevo, 2013. Nikolić T.: Antropogeni uticaji na stabilnost kosina u Bosni i Hercegovini, Knjiga abstrakata, Prvi regionalni simpozijum o klizištima unutar Jadransko-Blakanske regije i Treća radionica Hrvatsko-Japanskog projekta, Zagreb-Hrvatska, 2013. ISBN 978-953-7479-28-2, pp. 80.Bronnimann CS.: Effect of groundwater on landslide triggering, Lausanne, Suisse, 2011. Crosta G. B., P. Frattini: Distributed modelling of shallow triggered by intense rainfall, (2003) /https://hal.archives-ouvertes.fr/hal-00299004/. Elliott C. Spiker, Paula L. Gori: National Landslide Hazards Mitigation Strategy, Department of the interior U.S. Geological survey, Reston,Prakash S.: Soil Dynamics. McGraw—Hill Book Company. New York 1981. Varnes DJ.: Slope movement types and processes In: Schuster R. L. & KrizekR. J. Ed., Landslides, analysis and control. Transportation Research Board Sp. Rep. No. 176, Nat. Acad. Oi Sciences,pp.11–33, 1978. /www.ruczrs.net/ /www.fucz.gov.ba/ Natural disaster /http://www.ready.gov/
565 UDC: 627.8(73) Pregledni stručni rad
HIDROTEHNIČKI SUSTAV OROVILLE, FEBRUAR, 2017. Tanja Roje-Bonacci* Sveučilište u Splitu, Fakultet građevinarstva, arhitekture igeodezije ul. Matice hrvatske 15, 21000 Split, Hrvatska,
[email protected] REZIME 13. februara 2017. godine naređena je evakuacija 180000 stanovnika iz područja hidrotehničkog sustava Oroville u Kaliforniji. Splet okolnosti doveo je u opasnost područje nizvodno od najviše brane u SAD-u. U opasnosti nije bila sama brana već preljevne građevine. KLJUČNE REČI: brana Oroville, preljev, evakuacija, ekstremna oborina, smanjenje troška građenja
OROVILLE HYDROTECHNICAL SYSTEM, FEBRUARI, 2017 ABSTRACT At 13. February 2017 authorities order evacuation of 180000 residents in Sacramento valley, California, downstream of Oroville dam. The lake Oroville was full before to coming of extreme rainfall. The accident on both spillways causes crisis on downstream territory. KEY WORDS: Oroville dam, spillway, evacuation, extreme rainfall, reduction of cost
OPĆI PODACI O SUSTAVU OROVILLE Hidrotehnički sustav Oroville nalazi se u Kaliforniji, sjeveroistočno od San Franciska, ispod Sierra Nevade, na sjeveroistočnom rubu doline Sacramento. Ovaj višenamjenski hidrotehnički sustav služi za obranu od poplava, navodnjavanje (oko 306000 hektara), vodoopskrbu za 20-25 milijuna stanovnika i proizvodnju električne energije (tri elektrane s mogućnošću reverzibilnog rada, ukupno 645+114+3=762 MW instalirane snage) (slika 1).
566
Slika 1. Hidrotehnički sustav Oroville Figure 1 The Oroville hydrotechnical system
Brana Oroville, s istoimenim jezerom (maks. zapremine 4.363537 km3), ključna je građevina sustava. To je nasuta brana, visine 235 metara (kota krune, 278 m n.m.), dužine u kruni 2109 m, najviša brana u SAD-u. Građena je između 1963. i 1968. godine. Slično kao i brana Peruča (1953.-1958.), blago je zakrivljena da se spriječi rastezanje jezgre i stvaranje vlačnih pukotina u glinenoj jezgri. Maksimalna, računski dozvoljena, visina vode u jezeru je na koti 271 m n.m. . Predviđeno je da tijekom zime i ranog proljeća jezero ima slobodnu zapreminu od najmanje 1km3 za kontrolu poplava. U desnom boku nalazi se preljev, koji se sastoji od dva dijela. Jedno je kontrolirani, bočni preljev, sastavljen od 8 preljevnih polja, u koje se voda kontrolirano usmjerava. Dno preljeva je na koti 256,3 m n.m., s najvećim protokom od 4200m3/s. Ispod preljevnih polja slijedi brzotok, dužine oko 1 km, na čijem su dnu razbijačem energije. Nastavno od ovog preljeva nalazi se preljev za slučaj nužde. Izveden je kao gravitaciona, betonska brana, dužine 530 m, najveće visine 9,1 m, krune hidraulički oblikovane za prelijevanje, s neuređenim, zemljanim slapištem. Ovaj preljev počinje djelovati kada razina vode u jezeru dosegne kotu 275 m n.m. tj., kada voda u jezeru dosegne razinu od 3 metara ispod krune brane. Tada se preko ove brane može nekontrolirano prelijevati 8500 m3/s. Od trenutka stavljanja sustava u pogon (1968. godine), ovaj preljev nikada nije radio. Slapište je stoga obraslo grmljem i drvećem (slika 2).
Slika 2. Brana Oroville s preljevima
567
Figure 2 The spillways and the Oroville dam
Voda iz jezera se još može ispuštati kroz turbine elektrane u količini od 480 m3/s i kroz temeljni ispust u količini od 150 m3/s. (FERC, 2005.) Sustavom se upravlja temeljem službenog priručnika (ACE Oroville Dam Reservoire Regulation Manual) iz 1970. godine. Bitne odrednice Priručnika odnose se na obranu od poplava. Utvrđeni su prostori u jezeru, potrebni za zadržavanje viška vode u vlažnim dijelovima godine (Friends of the River, 2005., Sabalow & Furillo, 2017.). GEOLOGIJA PODRUČJA Prema raspoloživim geološkim kartama, razmatrano područje izgrađuju ofioliti Smartvilla, sastavljeni od sivih, boranih i izrazito listićavih metamorfnih stijena, nastalih metamorfozom eruptivaca, pri izdizanju morskog dna, tijekom nastajanja gorja Sierra Nevada. (Bressan, 2017.). Metamorfne stijene predstavljaju općenito nezahvalnu okolinu za građevinske zahvate. One su izrazito borane i raspucale uslijed tektonskih poremećaja. Tekstura im je listićava s oslabljenim područjima sklonim klizanju i lomljenu. Spadaju u meke stijene. U slučaju nagnute površine i djelovanja vode, mogu kliznuti velike mase ovakvog tla. Pregledom fotografija (slika 3), nakon havarije glavnog preljeva, moglo se uočiti promjene u boji stijenske mase, što ukazuje na rastrošbu ovih stijena koje su osjetljive na djelovanje vode. Rastrošene stijene sklone sueroziji. Čini se da je tokom vremena dolazilo do infiltracije vode iz slapišta u stijensku masu što je dovelo do promjena njenih fizičko-mehaničkih svojstava. Postepena erozija podloge slapišta stvorila je prazan prostor ispod betona, koji nije pravodobno uočen.
Slika 3. Geološki sastav tla jugozapadno od brane (ofioliti Smartvilla) Figure 3 The geological compositionthe southwest of Oroville dam (ofioliti Smartvilla)
HIDROLOŠKE PRILIKE OD 07. FEBRUARA 2017. DALJE U noći od 06. na 07. februar započela je kiša. Kako se očekivao nastavak oborina to je 07. februara započelo ispuštanje vode iz jezera (oko 1550 m3/s) preko preljeva. Razina vode u jezeru je u tom trenutku bila na koti 268 m n.m., 10 metara ispod krune brane. Prema dostupnim podacima može se pokazati da je ovo bila vrlo vlažna godina i da su oborine koje su nastavile padati iza 07. veljače bile neuobičajeno visokog intenziteta (slika 4)
568
(CA.GOV a, 2017.). Da bi se kontrolirao očekivani dotok u jezero bilo je potrebno sniziti razinu vode u jezeru brzinom od 15 cm na sat, kroz očekivano razdoblje intenzivnih oborina.
Hidrološka godina (01. oktobar -30. septembar)
Slika 4 Sumarne krivulje oborina za 8 kišomjernih stanica na sjevernoj Sierra Nevadi Figure 4 Northen Sierra Precipitation, 8-station index (CA.GOV b, 2017.)
OŠTEĆENJA BOČNOG PRELJEVA Očekivano kišno razdoblje iza 06. februara, zahtijevalo je, prema uputama iz Priručnika o upravljanju sustavom, pražnjenje jezera da bi se osigurao prostor za nadolazeći dotok. Voda je puštena 07. 02. ujutro kroz bočni preljev. Neposredno nakon ispuštanja primijećen je neobični oblak vodene prašine iznad preljeva. Zrakom su letjeli komadi betona i kamena. Prelijevanje je zaustavljeno. Uočeno je znatno oštećenje betona slapišta približno na sredini brzotoka (slika 5). Prelijevanje je zaustavljeno jer je bilo jasno da brzotok više nije u funkciji.
Slika 5 Bočni preljev jezera Oroville nakon oštećenja 07. februara 2017. godine
569
Figure 5 The main spillway of Oroville dam after damage, February, 7, 2017
PRELJEV ZA SLUČAJ NUŽDE (INTERVENTNI PRELJEV)
Postalo je jasno da bočni preljev više nije u funkciji. Ako oborine ne prestanu proraditi će preljev za slučaj nužde, koji je bez ikakve mogućnosti kontrole. Interventni je preljev masivni, gravitacioni, potporni zid dimenzioniran na pritisak vode. U podnožju zida nema organa za kontrolirano prihvaćanje i odvođenje preljevnih voda. Predviđeno je da voda slobodno teče po neuređenom terenu, do korita rijeke u podnožju. Kako je ovaj prostor bio potpuno neuređen i prekriven vegetacijom, pretpostavka je bila da bi u slučaju prelijevanja voda nosila raslinje u rijeku, a što bi moglo oštetiti građevine nizvodno u sustavu (PHE Thermalito diversion). Stoga je odmah započelo čišćenje prostora ispod interventnog preljeva. Preljevno polje zauzima površinu od oko 600×1000 metara. Taj prostor, ispod preljevne građevine, nema nikakvo osiguranje od površinska erozije za slučaj prelijevanja. Preko njega prolazi pomoćna cesta i visokonaponski dalekovod iz hidroelektrane Hyatt. Ovakvo je stanje trajalo do 11. februara. Dana 11. februara u 8 sati ujutro interventni preljev je proradio jer kiša nije prestala padati, a što se vidi na dijagramu sa slike 4 (podaci na dan 07. 03. 2017.). S istog je dijagrama vidljivo da je u manje od prvih pola hidrološke godine ukupno palo 214% prosječne godišnje oborine za promatrano područje. Dotok u jezero i dalje traje. Početak prelijevanja vidi se na slici 6.
Slika 6 Početak rada interventnog preljeva 11. februar, nešto vode teče i bočnim preljevom Figure 6 The beginning of operation on emergency spillway, February, 11,
Sustav brane Oroville ponovno je licenciran je 2005. godine. Udruga „Friends of the River“ (2005.) predlagala je tada, da se prostor ispod interventnog preljeva uredi i učvrsti. Prijedlog je odbijen s obrazloženjem da je to skupo, a da interventni preljev, od završetka gradnje brane (1968. godine) i onako nikad nije bio u funkciji. Tvrdilo se da su stoga na njemu i manja oštećenja tehnički i financijski prihvatljivija od troškova uređenja površine. Međutim je prelijevanje, ispod interventnog preljeva, izazvalo daleko veća oštećenja od očekivanih, u vrlo kratkom vremenu. Uočena je velika udubina neposredno ispod betonskog zida. Pojavio se strah da bi betonski zid preljeva mogao biti potkopan, a što bi moglo izazvati njegovo rušenje. Na slici 7 se vide posljedice erozije (13. februar), kao i
570
udubina u desnom boku preljeva. Desno je shemetski prikaz betonskog zida preljeva i detalj udubine u tlu ispod zida. Međutim je vodostaj i dalje raso.
Slika 7 Erozija koja je mogla izazvati prolom zida interventnog preljeva na jezeru Oroville Figure 7 The erosion that could lead to a collapse at Lake Oeoville
KONAČNE POSLJEDICE Kako je prelijevanje preko interventnog preljeva nastavilo erodirati tlo pojavio se strah od njegovog rušenja. Posljedice erozije vide se na slici 8. Iz tog je razloga naređena evakuacija 180000 stanovnika iz područja koje je bilo u opasnosti od katastrofalnih poplava. Da bi se izbjegla veća katastrofa, ponovo je voda puštena preko bočnog preljeva. Ovo ga je prelijevanje potpuno uništilo. Hodogram događanja s količinama dotoka i prelijevanja prikazan je na slici 9 (CDEC 2017.). Uz muljni tok s područja interventnog preljeva, u rijeku je odnesena i ogromna količina kamena i betona iz područja oštećenja bočnog preljeva. Šteta je nemjerljiva.
Slika 8 Posljedice erozije nizvodno od interventnog preljeva Figure 8 Result of erosion dowenstream of emergency spillway
Posljedice puštanja vode kroz oštećeni bočni preljev prikazane su na slici 10. Trenutno se radi na njegovoj sanaciji. Ona mora biti završena do početka novembra 2017. godine. Bez obzira na golema sredstva koja su potrebna za ove radove, ona su osigurana, jer se radi o
571
kapitalnoj građevini u ovom hidrotehičkom sustavu. U opasnosti je cijela dolina Sakramenta vrlo značajno područje države Kalifornije februar
februar
Slika 9 Hodogram događanja poplavnog vala jezera Oroville Figure 9 Time flow of flood on Lake Oroville
572
Slika 10 Šteta na bočnom preljevu nakon 11. veljače 2017. Figure 10 Damage on the main spilway after Feb. 11, 2017
ZAKLJUČAK
Najveći broj velikih brana građen je sredinom prošlog stoljeća (1940.-1970). Svojim su investitorima ostvarile potrebnu dobit, a veliki dio njih, zbog potrebe pojačanog održavanja, stvara gubitke. S obzirom na starost brana, često se na vrlo ozbiljnoj inženjerskoj i ekonomskoj razini razmišlja o pojačanom održavanju ili njihovoj razgradnji (Roje-Bonacci, Bonacci, 2016.). Sustav u kojem se nalaz brana Oroville je velik i neophodan za život u dolini Sakramenta, u svakom pogledu. Tu se vrlo teško može pojaviti dilema da li održavati ili što? Međutim iz primjera sustav Oroville treba se zapitati, do koje se mjere isplati rizik u neulaganje u razumno održavanje sustava? U ovom slučaju nikakav rizik nije analiziran niti je razmatrana vjerojatnost da će interventni preljev ikada proraditi. Upozorenja udruženja zaštite prirode su ignorirana iako su bila razumna i dobronamjerna. Naravno nije se ni slutilo da bi glavni bočni preljev mogao doživiti havariju, a što je uvijek moguća iz sasvim nepredviđenih okolnosti. Pregledi bočnog preljeva su očito bili nedovoljno temeljiti. Primijećene su određene pukotine koje su površinski sanirane, ali očito ne dovoljno ozbiljno. Kao rezultat je golema šteta u cijelom hidrotehničkom sustavu. Površnost u odnosu na ovako ozbiljan sustav i stavljanje isplativosti u prvi plan dovelo je do nemjerljive štete za koju je trebalo hitno naći novac za sanaciju da bi se spriječila još veća moguća katastrofa.
LITERATURA Bressan, D.: Some Geological Observations On The Oroville Dam. (2017.) www.forbes.com/sites/davidbressan/ 2/14/2017 CA.GOV a: California Data Exchange Center –Precipitation, Northen Sierra Precipitation 8-station index (2017.) CA.GOV b: Oroville Spillway Incident. California Department of Water Resources. (2017.) http://www.water.ca.gov/oroville-spillway/ CDEC: California Department of Water Resources. (2017.) http://www.water.ca.gov FERC Project No. 2100: Oroville Facilities . California Department of Water Resources. (2005.) Friends of the River: Motion to intervene of friends of the River Sierra Club South Yuba River Citizens League. (2005.) Roje-Bonacci, T., Bonacci, O.: Uklanjanje (razgradnja) brana i/ili pregrada na otvorenim vodotocima. Hrvatske Vode 24(97):223-232, (2016.) water.ca.gov., (2017.) Lake Oroville Spillway Incident: Timeline of Major Events February 4-25 http://www.water.ca.gov/orovillespillway/pdf/2017/Lake%20Oroville%20events%20timeline.pdf Sabalow, R.,Furillo, A. (2017.). Oroville Dam's flood-control manual hasn't been updated for half a century. Sacraento Bee. http://www.sacbee.com
573 UDC: 625.113 Pregledni naučni članak
SOME ASPECTS OF DYNAMIC TRAIN-TRACK INTERACTION IN PLANNING HIGH SPEED RAILWAY ROUTES Ranko Babić*,Lidija Babić**
* Railway School of Applied Studies, Belgrade,
[email protected] ** Faculty of Technical Sciences, Kosovska Mitrovica ABSTRACT In the paper we discuss background and recomendations for track gradient, horizontal/vertical curvature and cant, which are directly interrelated to dynamic characteristics of rail bed and its load spreading performance. Survey of internal processes in conventional cruched stone ballast and its behaviour at high speeds, show remedies for high speed track planning, for mixed freight/passenger trafic and keeping maintеnance cost low. Then we propose a method for measuring internal processes in ballast in real time and in situ. For pure high speed passenger railway another type of railbed is needed to enable supreme passenger comfort in high speed trains, in comparison to air travel. KEYWORDS: Track Curve, Cant, Sleeper, Ballast, Ballastless Track
NEKI ASPEKTI DINAMIČKE INTERAKCIJE VOZKOLOSEK U PLANIRANJU BRZIH PRUGA REZIME U radu se razmatra pozadina i preporuke za nagib koloseka, horizontalnu/vertikalnu krivinu i poprečni nagib, što je neposredno povezano sa dinamičkim svojstvima gornjeg i donjeg stroja, i efikasnosti u širenju opterećenja. Razmatranje unutrašnjih procesa u zastoru od tucanika i njegovog ponašanja pri visokim brzinama, upućuje na pravila pri planiranju brzih pruga, za mešoviti teretni/putnički saobraćaj, uz niske troškove odražavanja. Zatim se predlaže merni metod za praćenje unuutrašnjih procesa u zastoru, u realnom vremenu i uslovima.Za brze pruge isključivo putničkog saobraćaja drugi tip stroja pruge je neophodan čime se omogućava visoki komfor, u poređenju sa avio prevozom. KLJUČNE REČI: krivina pruge, Poprečni nagib, Prag, Zastor, Kruti stroj
INTRODUCTION Steel-steel contact between wheel-rail provides very low rolling resistance and very high axle loads, from 15 t to even 33 t, usually 22,5 t for general rail fright [1], [2], [3]. Wagon
574
load, usually 60+25=85 t, is attained by 2- or 3-axle bogies suspension [4]. With multi-axle multi-bogie configurations, rail loads of 120 t [5], [6] are attainable, up to extreme 364 t load, or 520 t of gross rail load [7]. Here we used non-SI units to provide better feeling of amounts. Guiding effect of wheels/rails system enables sequencing of rail wehicles into train, bringing freight transport capacity to tremendously e.g. 11.845 t (137 cars, 2,7 km length) [8], up to 82.000/99.734 t (load/train), with 682 cars, (7,3 km long), hauled by 8 locomotives [9]. Transport capacity of passenger trains is quite another question, because the "load" needs comfortable traveling. If a wagon platform carries 60 t in freight mode, in passenger version with 72 seats carries only 6 t of "freight". It is a good illustration how the passenger is demanding "transport unit". Nevertheless, a train composed of e.g. 24 conventional passenger cars can transport 1730 passengers [10], while high speed train (HST) Orbis R500, 1324 passengers (200 first class, 1124 coach class), at 370 km/h, in 16 cars, train length 404 m, with comfort supreme to that of air travel [11]. HST ZEFIRO combines the highest capacity and exclusive comfort, at 380 km/h it can compete with air travel at distances up to 700 km, with up to 1.300 seats per train, twice as the largest plane in the world, the Airbus A380 [12]. To achieve such comfort, exceeding that one of air travel, combined with high speed, comparable to air travel, HST should travel very smooth, with all accelerations tolerable, and noise as well. The chief source of all these effects is the track, the system of two train supporting and guiding rails. Therefore, railway line should be very carefully planned and built. TRACK GEOMETRY REQUIREMENTS FOR HST Track trajectory is a compromise between terrain topography and railway transport features: gradient, horizontal and vertical curve, cant, passenger comfort [13]. Terrain topography hides its geological features of soil bearing the track [14]. Support of track is of crucial significance for conditions which are requested by HST traveling [15]. High speed of HST should be kept as constant as possible, in order to compete with air trafic, especially on curved sections of track trajectory. Also, avoidance of train accelerations significantly minimizes energy consumption [16]. The flat and straigh track line is very rarely achieved. On corrugated terrain such track disposition is very expensive - series of bridges and tunnels. The compromise is a track trajectory composed of curved and straight sections, where curve radii must have proper values, dependant of maximum speed planned for each section [17]. The curve radius, or curvature, causes centrifugal lateral acceleration. It is a complex factor, related to passenger (dis)comfort, possible dispacement of wagon loads, risk of vehicle overturning and derailment, or loosening of rail fastenings, which can be reduced by combining curvature with cant. If the traffic is mixed on the same line, as usually is for economic reasons (HS and freight trains), track parameters are non-optimal causing passenger discomfort at standstill or low speed, and risk of derailment of freight trains due to high cant. There are different conditions in design of tracks for (a) all types of trains (including heavy freight trains), (b) high-speed and light freight trains and (c) high-speed trains only (passenger, light express goods and light mail).
575
The higher the speed, the more stringent design criteria of the track geometry and also of the deformation resistance of the railway subgrade body are required [13]. Topographical conditions usually require longitudinal gradients. Bridges and tunnels are very expensive ways to manage topography. Constraints on gradient are needed, as: (a) power supply and energy consumption increase with gradient, (b) heavy freight trains with ordinary locomotive may climb with difficulty, (c) breaking distances increase for highspeed and freight trains along descending gradients. For heavy freight trains the largest permissible gradient is 10‰, or 12,5‰ if mean value of gradient does not exceed 10‰ over each kilometer. Vertical curve, as a smooth transition between successive tangent gradients in railway profile, may cause derailment if vertical acceleration on a crest is too great, especially for high-speed trains, decrease margin from vehicle overturning at side winds, and spoil passenger comfort. Recommended horizontal and vertical curve radius amounts are given in Table 1 [16], [18]. There can also be find recommendations for Germany and Japan. Further details about track geometry can be found in [19], [20]. Cant is related to vehicle hanging system: tilt or elastic. Table 1. Recommended and minimum amounts of horizontal and vertical curve radius Tabela 1. Preporučene i minimalne vrednosti za horizontalne i vertikalne poluprečnike krivine Speed [km/h] 200 250 280 300 330 350 Rec. horizont. rad. [m] 3200 5000 6300 7200 9700 9800 Min. hor. radius [m] 1888 2950 3700 4248 5140 5782 Rec. vertical rad. [m] 16900 26500 33200 38100 46100 51800 Min. vertical rad. [m] 6400 10000 12544 14400 17424 19600
In [21] one can find a good example of low rail wear on track curves with modest cant, and research on this issue in [22]. But all this is only the geometry. The key factor to provide smooth traveling is the track bed and its interaction with the train. It responds on moving axle load, particularly for high speeds, when emerge limiting performance of standard railway superstructure. "Floating" placing of track skeleton, which causes the growth of dynamic horizontal and vertical forces during each passage of train, turns into gradual degradation of track geometry, which leads to turbulent ride of rail vehicles. This phenomenon increases with increasing track speeds and thus increases the cost of maintenance [23]. TRACK DYNAMIC LOADS Each wheel transmits a half of axel load on the rail, i.e. 11,5 t, applied on the area of about 20x15 mm (2,2 cm2) produces a pressure of 0,5 GPa. Under such pressure at the spot an elasto-plastic deformation of contacting steel surfaces arises, making an elliptical (Hertzian) or pear-like (non-Hertzian) contact area, with quite non-uniform pressure profile [24], where simulation considers rail-wheel contact in longitudinal rolling mode, including adhesion and slip areas, and the pressures/frictional stresses. There appears an elasto-plastic wave around the contact [25]. Similar simulation, for speed of 300 km/h was accomplished in [26].
576
Hard steel rail is quite capable to withstand such enormous load, but it will sink into the soil, which limited shear strength will cause it to flow out of the way. Hence, a load spreading or load transfer system is needed, involving sleepers (ties) and two-layer ballast, composed of crushed stone. Good illustrations are given in [27]. Steel rail is sufficiently rigid to spread the load of each supported wheel over a length of about 2 m [28], [29], transmitting it to a group of sleepers, which, buried into ballast, spread the load further. In that way, a conventional track (rail+sleepers+ballast) will reduce the wheel load of nearly 1 GPa to about 40 kPa at the subgrade, giving a reduction factor of roughly 8000 [30]. A timber (wood) sleeper, as relatively flexible, will distribute loads more evenly than a concrete one, but it can’t be used for high-speed operation because of its low weight: it can be displaced sideways by the wheels at turns. 3D illustration of load distribution on sleeper in [31]. The most common type of concrete sleeper is cast as a single block and pre-stressed at a total tension of some 30 t, so it can resist large bending forces without cracking. The rail itself is separated from the chair by a rubber pad. The monobloc sleeper is three times as heavy as a timber one, but being much harder, it doesn’t mould its surface to whatever it is resting on [32]. Being flexible and absorbing, instead of rigid, foundation for sleepers, ballast reduces peak load and, therefore, rail wear, and risk of rail damage. Friction among stone pieces in ballast damps any vibrations that might be propagated along the rail, loosening the fixings and generating unwelcome noise. So when a railway is built on solid rock, an absorbent foundation is essential [29], [33]. Ballast also facilitates rainwater drainage and can be shifted relatively easy to recover track alignment. Ballast is an interesting material. It is not rigid, as steel and concrete, but not a low shear, as sand. The stone pieces are jagged and they interlock so that a 400 mm deep layer can accept a heavy load and distribute it over the ground beneath. The jagged profile is important, and therefore ballast is usually made by crushing rock and passing the fragments through a sieve, to get pieces of nearly uniform size (about 5 cm). With the load applied, the interlocking processes which appear in the ballast does not spread it out uniformly into supporting the material from below [34]. A horizontal stress will develop in a ballast layer, remaining locked inside the ballast, which plays important role in maintaining the integrity of the layer as a structural unit under the pounding of heavy traffic. Chains of stone pieces happen to form a natural arch, which carry a disproportionate part of the load while others carry less. This arching action could account for the compressive stress in a railway ballast layer, and incidentally, it could account for the way the ballast seems to lose its resistance after tamping: the natural arches are broken up and it takes time for alternative load paths to develop as the material settles over the next few weeks. Even when in such compact disposition, the stone pieces make slight movements under the periodic wheel load and grind each other at their contact points and rearrange themselves into a more compact layer. Experiments with computer tomography have shown that when a stone moves, it settles slightly and makes contact with more neighbours but doesn’t
577
usually rotate [35]. These tiny movements are what give ballast the ability to dissipate energy. Grinding action produces a powder that turns into slurry in wet weather The slurry weakens the ballast by acting as a lubricant, and it is difficult to remove. A hard stone such as granite or basalt is better. So after it is laid, the ballast layer will become more compact and the track will settle under the action of traffic. It may also move from side to side, because ballast provides only limited resistance to sideways displacement of the sleepers, which tends to occur in places where owing to centrifugal force, train wheels press against the outer rail on curves. The effects are cumulative, and from time to time it is necessary to re-align the track and restore the rails to their original position, by tamping. Hence, the monobloc sleeper is supported by a relatively small number of contact points with the ballast underneath, and in spite of its greater weight is liable to move around under the course of many loading cycles. An alternative is a twin block assembly in which two concrete pads are linked by connecting bars of T or Y cross-section. Such units, each weighing 260 kg, have been used on TGV lines [36]. They need a more substantial ballast layer than timber or monobloc and use more steel, but they provide greater transverse resistance because they have more vertical faces embedded in the ballast. A track can resist sideways movement on a curve if the ballast is piled up at its ends to provide shoulders [37]. High speed railways impose another problem. HST moving generates an aerodynamic disturbance, shock wave, that can pluck individual chippings out of the ballast surface layer. Once airborne, they can damage the underside of the vehicle, and occasionally a particle lands on the rail head where it is crushed by a passing wheel and scores the running surface. HSTs when approaching and departing under/over passes and tunnels create a distinct pressure rise and fall. A static pulse of energy (“sonic booms”) is formed that transfers to various “grab” points along its length (e.g. gaps between carriages) as it passes. On entering, air is confined by the tunnel walls and pressures rise drastically, similar to a piston in a cylinder. This pressure will continue to rise as a function of speed, tunnel length and venting capabilities until speed is reduced or the tunnel exit approaches, allowing for rapid pressure release [38]. Such shock waves obviously strongly engage and perturb stone pieces at ballast surface [39]. Mysteriously, on a high-speed track, the ballast that is laid on curved sections tends to migrate from the high end of each sleeper and pile up against the face of the inner rail. The cause is not known for certain, but one imagines that the energy injected into the structure when a train passes at speed will from time to time loosen granules at the surface, which under repeated track loading will roll down the slope until trapped by the rail. Water in the ballast layer can damage a railway track in at least three ways. First, it will pump through the interstices when it is momentarily compressed under load so that it dislodges granules and weakens the interlocking geometry. Second, it can freeze during a cold weather and cause ‘frost heave’ in the track bed. Finally, water carries contaminants such as clay, organic matter or limestone grit, all of which will degrade the load-bearing capacity of the ballast layer. Such conditions are not always easy to diagnose, although ground-penetrating radar can assess the ballast thickness and detect the presence of water. Contaminated ballast must be removed, cleaned and put back at regular intervals.
578
Because the ballast is not quite rigid, the alignment of any railway track will deteriorate over time. Having held to the concept for generations, engineers are now turning to a new design: the concrete slab [40]. The alignment of a concrete slab is more stable and the material is structurally rigid, so the track as a whole is less resilient. However, experiments since the early 1970s [41] have shown that the loss of resilience can be partly compensated by flexible pads inserted between the rail and the slab. Although slab track costs about twice as much to lay, it will last for 50 or 60 years, and the maintenance cost - a perpetual expenses of any railway company - is only a fraction of the cost of maintaining ballasted track, perhaps a third or less [42]. It is particularly useful in tunnels, where the confined space makes maintenance difficult, but in Germany, the Netherlands and Japan, it is being introduced on a much wider scale [43]. The ground finally bears spreaded load from ballast. It is important information because mechanical attributes of the soil are closely related to its content [14]. Extensive research has been devoted to this issue (e.g. [33], [15]). It is interesting to notice that the load profile throughout track layers (ballast-subballast-transition layer) and subgrade, follow cumulative Gaussian distribution [44], [45], [46], [47]. We think that fact has some deeper meaning and deserves further research.
Ballast measurements - In railways, in general, a vast range of various measurements is applied, covering all research, design and exploitation segments [37], [48], [49] etc. Lately, some new non-intrusive and non-destructive measurement and surveying have been applied. Ground penetrating radar (GPR) is widely used for continuous scanning of trackbed [50], [51], down through the subgrade, e.g. to identify incipient trackbed problems. Electrical Resistivity Tomography (ERT) for subsurface imaging is a nonintrusive geophysical method based on application of electric current to the ground via evenly spaced array of electrodes [50]. Also, image recognition methods are applied for fast and continuous survey of track and ballast [52]. Despite all these sophisticated methods we think that there is a room for a more simple measuring method, experimental models and computer simulation aimed to detailed structural analysis of ballast interior, including loads between pairs or chains of neighbouring stone pieces. The essence of method is based on processes in classical telephone microphone with carbon granules. Theoretical and experimental accounts of our research in this direction will be presented in future papers. CONCLUSION Speed or high speed railways are inevitably ahead of Serbian Railways, despite the necessity of high investments, i.e. rich investors. Geopolitical circumstances and competition between superpowers on Western Balkans, we hope, will enter stable state to fully admit valuability of corridors. The authorities should foresee such situation and well in advance be prepared for it, despite discouraging present state. The transition to high speed railways will be sequential, and hybrid. Ballasted tracks will be in use still a long time. This paper we see as unpretending contribution in that direction.
579
REFERENCES 1. 2. 3. 4.
https://ppiaf.org/sites/ppiaf.org/files/documents/toolkits/railways_toolkit/ch1_3.html) http://www.railway-research.org/IMG/pdf/c1_kalay_semih.pdf https://www.ihha.net/articles/the-35-tonne-heavy-axle-load-testing-continues-at-fast https://nl.dbcargo.com/file/rail-nederlandnl/8380580/VO43wppuWQeIgyat3Ob5M_43YPg/5509816/data/freight_wagon_catalog_v2011.p df 5. http://www.railgoat.railfan.net/railwhales/a-axles.htm 6. http://globalinkllc.com/useful-info/weblinks/railroad-wagon-specification-heavy-load-freightwagon/ 7. http://www.utcoverseas.com/news/February2014.pdf 8. http://www.bst-tsb.gc.ca/eng/rapports-reports/rail/2009/r09t0092/r09t0092.asp 9. https://en.wikipedia.org/wiki/Longest_trains 10. https://www.quora.com/Why-is-the-length-of-passenger-train-in-indian-railways-limited-to-24coaches 11. https://forum.nationstates.net/viewtopic.php?p=19444821#stock 12. http://www.bombardier.com/en/media/newsList/details.40976-bombardier-highlights-high-speedexpertise-at-seminar-in-china.bombardiercom.html 13. Hodas, S., Design of Railway Track for Speed and High-speed Railways, http://ac.elscdn.com/S1877705814030744/1-s2.0-S1877705814030744-main.pdf?_tid=934b3e54-1e0f-11e78218-00000aacb35f&acdnat=1491843970_798bd1e548e378d598cc4562bc312b7d 14. Folic R., Babic L., Rheological properties of the soil, Bulletins for Applied & Computing Mathematics, LXXXV-A, 1449/98. pp. 39-48 15. Folić R., Babić L., Soil deformation under foundations, International conference VSU’2006, May 22nd – May 23rd, 2006, SOFIA, pp II-110-115 16. M. Lindal, Track geometry for high-speed railways, Royal Institute of Technology, Stockholm, 2001 17. Vermeij, D. J., Design of high speed track, http://heronjournal.nl/45-1/3.pdf 18. Banverket, Spargeometrihandboken (Track geometry handbook), BVH 586.40, Banverket, Borlänge, 1996. 19. Bugarín M., Orro A., Novales M, Geometry of High-Speed Turnouts, http://trrjournalonline.trb.org/doi/pdf/10.3141/2261-08 20. Lautala, P., Dick, T., Railway Alignment Design and Geometry, 21. http://www.bst-tsb.gc.ca/eng/rapports-reports/rail/2010/r10m0026/r10m0026.asp 22. Zerbsta U. et al, Damage tolerance investigations on rails, Engineering Fracture Mechanics, Vol. 76, Issue 17, November 2009, pp. 2637-2653 (http://www.sciencedirect.com/science/article/pii/S0013794408000969) 23. https://www.researchgate.net/figure/279273191_fig1_Fig-1-The-structure-of-supporting-layersof-ST-on-earthwork-with-a-border-structure-of 24. http://www.simpack.com/mbs-software-product-rail.html 25. https://www.researchgate.net/figure/223094436_fig9_Fig-9-Schematics-of-the-plasticdeformation-cycles-at-the-wheel-rail-contact-a-is-the 26. http://www.rtri.or.jp/eng/rd/seika/2012/05/05_01.html 27. https://www.slideshare.net/PremPrakashKumar/railway-trackan-introduction 28. http://ac.els-cdn.com/S2213290213000461/1-s2.0-S2213290213000461main.pdf?_tid=4fd39d36-9d5f-11e7-8bde00000aab0f6c&acdnat=1505842014_3d70fefde5e73b73b65d9bb70d2f2331 29. Profillidis, V A (2006, 3rd ed) Railway management and engineering, Aldershot: Ashgate, p.165.
580
30. Esveld, C (2001, 2nd ed) Modern Railway Track MRT-Productions, p.14 Figure 1.9. 31. http://www.lankhorstrail.com/en/railroad-ties 32. Liravi J.S., Esmaeli M., Experimental investigation on loading pattern of railway concrete slabs, Construction and Building Materials, Vol. 153, 30 October 2017, pp 481-495, (http://www.sciencedirect.com/science/article/pii/S0950061817313521) 33. Babić, L., Babić, R., Use of discrete elements for soil modelling, International conference "Contemporary problems in civil engineering", Subotica, June 1-2, 2006 34. Goldhirsh, I and Goldenberg, C (2004) Stress in dense granular materials. In Hinrichsen H and Wolf D E (editors) The physics of granular media, Wiley-VCH, 3-22, p.14-5. 35. Powrie, W (2012) TRACK21: railway track for the 21st century. Railway Strategies, Issue 75, 36-8. 36. Profillidis, V A (2006, 3rd ed) Railway management and engineeringAldershot: Ashgate, p.239240 and Figure 11.5. 37. Dahlberg, T. (2006) Track issues. In Iwnicki, S (editor), Handbook of railway vehicle dynamics, Boca Raton: CRC Press, 143-179, p.145-6. 38. https://contest.techbriefs.com/2014/entries/automotive-transportation/4537 39. Saussine G., Ballast Flying and Projection Phenomena: Issues and Challenges, William W. Hay Railroad Engineering Seminar (http://slideplayer.com/slide/7384179/) 40. http://www.railsystem.net/track-structure/ 41. Jones, S (1973) High speed railway running with special reference to the Advanced Passenger Train. Chartered Institute of Transport Journal, 35 (1), 49-61, p.61. (the rest of Ref. list on request to author; all Ref. websites accessed for contents update on 10.09.2017.)
581 UDC: 69.059.64 Stručni članak
GRAĐEVINSKI OTPAD Dejan Bojović, Viktor Kobjerski,Vasilije Gašić Srpska asocijacija za rušenje, dekontaminaciju i reciklažu, Kralja Milana 62, Beograd, Srbija.
[email protected] REZIME Rušenje, dekontaminacija i reciklaža gradjevinskih objekata, pretstavlja jedan od najvažnijih industrijskih poduhvata 21 veka. Posmatrano pre svega kao stanje ekološke ravnoteže na planeti, zatim očuvanju prirodnih resursa, sasvim opravdane uštede u ekonomskom razvoju društvene zajednice i značajne tehničko - tehnološke opravdanosti jedne nove grane u građevinskoj industriji na dobrobit stanovništva Srbije. KLJUČNE REČI: rušenje, dekontaminacija, reciklaža, 21 vek, deponovanje.
CONSTRUCTION WASTE ABSTRACT Demolition, decontamination and recycling of construction objects is one of the most important industrial ventures of the 21st century. Considered above all as a state of ecological balance on the planet, then preserving natural resources, quite justified savings in the economic development of the social community and significant technical and technological justification of a new branch in the construction industry for the benefit of the population of Serbia. KEY WORDS: demolition, decontamination, recycling, 21st century, landfill.
PREDRADNJE, RADNJE, POSTRADNJE U GRAĐEVINSKOJ INDUSTRIJI Izgradnja, sanacija i rusenje svih vidova objekata, infrastrukturni i arhitektonsko gradjevinski radovi proizvode otpad koji može biti neopasan i opasan, tj. otpad koji utiče ili ne na zdravlje čoveka, biljni i životinjski svet. Veoma je važno naglasiti da celokupan rad i proizvod tog rada koji je u procesu proizvodnje i rusenja gradjevinskih i infrastrukturnih objekata moramo svesti na predradnje, radnje i postradnje . U velikim, gradskim urbanističkim intervencijama i promenama centralnih gradskih jezgara, glavnih magistralnih infrastukturnih pravaca kojima se menja i funkcija i estetski
582
izgled gradskih ambijenata, projektanti i izvođači radova, nailaze na sve veće zahteve investitora za povećanjem podzemnih etaža kao i za velikim visinama objekata. Ovakva situacija utiče i povećava potrebu za rušenjem postojećih objekata, dovodi do neophodnih velikih intervencija u tlu ispod i oko ovakvih objekata i ne retko uticaju na podzemne vode i promenu tokova i nivoa istih, što u mnogome otežava fundiranje novoprojektovanih objekata koji se nalaze u skučenim gradskim jezgrima. Kod kapitalnih investicija moramo uzeti u obzir velike količine otpada i iskopane zemlje od intervencije, bilo da je izgradnja, rušenje, adaptacija, rekonstrukcija ili dogradnja objekata i infrastrukture. Ovi radovi proizvode velike količine različitog otpada - materijala koji se može u procesu izgradnje ponovo iskoristiti. Kada govorimo o ovim materijalima koje imaju skraćeni naziv šut, moramo postaviti pitanje: da li je to otpad? da li ga je kao materijal moguće ponovo upotrebiti i hoćemo li ga iskoristiti kao kvalitetan i potpuno upotrebljiv materijal, kao i svetski razvijene zemlje koje ga ne bacaju, već ponovo koriste u proizvodnji. Za njih je to kvalitetan materijal, ekonomski veoma isplativ, dok je za nas do sada bio neupotrebljiv. Osim što ga odvozimo na deponije, gde pokrivamo komunalni otpad i pravimo sve veća odlagališta, mi time unistavamo i plodno tlo zagađujući prirodnu okolinu. Složićemo se sa činjenicom, da je reč o materijalu koji je prošao sve kontrole u samom procesu proizvodnje i ugradnje i da se koristio u svrhu kvalitetnog, zdravog života. Tu upotrebnu funkciju je zadržao sve do momenta menjanja životnog prostora (stana, lokala, kuće...), pa i posle samog rušenja objekta koji više nije zadovoljavao svoju funkciju, ili u današnje vreme koji nije izgrađen sa dozvolom. Taj i takav materijal po svim svojim karakteristikama, tehničkim, hemijskim, mehaničkim i fizičkim se ne razlikuje od "novog" materijala i važno je naći prostor i mesto za njegovu novu upotrebu, iz brojnih navedenih razloga. Sa druge strane, u ovim procesima rada, nailazi se i na veće količine opasnih materijala, koje je potrebno ukloniti, skupiti, transportovati, dekontaminirati ili trajno odložiti. Ako je moguće, treba sprovesti proces dekontaminacije i na taj način, dobiti upotrebljiv materijal za dalju ekonomski opravdanu eksploataciju. Važna je činjenica, da se materijal kod rušenja, na licu mesta razvrstava sa minimalnim troškovima transporta, time kvalitetan materijal postaje izvrsna sirovina za dalju upotrebu. Multidisciplinarnost, kao i interdisciplinarnost procesa, ispitivanje tla, projektovanje, izvođenje radova, sa predradnjom rušenja, postradnjom iskorišćenja produkata rušenja vezano je za dinamiku maksimalnog iskorišćenja svih u procesu rada i planiranja tretiranom na mikro prostoru parcele gde se gradi ili ruši.
583
Analizirajući karakteristike tla i njegova geomehanička svojstva biramo, kako način, tako i tehnologiju iskopa tla, uzimajući u obzir i zaštitu susednih objekata, ukoliko je u pitanju širi pojas intervensanja obavezna je konsolidacija tla. Iskopani materijal se kod nas tretira kao otpad i odvozi na udaljene deponije. Njime se po važećem zakonu prekriva komunalni otpad, čime obe kategorije otpada gube na ekonomskom značaju iskorišćenja, a mešanjem se gubi i kalorijska vrednost komunalnog otpada i mnogo teže se može upotrebiti. Treba razumeti suštinu mešanja komunalnog otpada sa otpadom mešanim od rušenja u građevinarstvu. Srušeni objekti, polomljeno drvo, staklo, metal, gvožđe, beton, cigla, iskopana zemlja i drugi materijali se takođe odvoze na istu deponiju i gubimo mogućnost njegovog energetskog iskorišćenja. Postavimo sebi pitanje ako bi se, recimo, beton tretirao u reciklaži, za tražene, projektantske uslove za frakcije prirodnih materijala, za proizvodnju betona, koji bi materijal dao bolji kvalitet i bolje karakteristike, reciklirani ili prirodni? Ovo je više inženjersko pitanje, vezano za tehnologiju proizvodnje, projektovanje i samu ugradnju, na kraju i proveru kvaliteta ugrađenog materijala. Na ovo treba dodati i zaštitu životne sredine, reka i planina kao važan faktor u ekonomiji svake države. Ovim putem naglašavamo da se u zemljama EU već reciklira 50% građevinskog otpada i da je upotreba tog materijala zakonski regulisana i da ima veliku primenu, opet najviše u građevinarstvu. Takođe, princip cirkularne ekonomije, vezan za građevinarstvo, insistira na ponovnoj upotrebi otpada kao kvalitetnog materijala od rušenja i građenja i samim tim promoviše poslove rušenja, dekontaminacije i reciklažu kao jedan novi industrijski razvojni pravac. Iz navedenih razloga, potrebno je razdvojiti građevinski otpad od komunalnog i u prostornim i urbanističkim planovima, predvideti lokacije za skladištenje i odlaganje materijala koji nastaju u procesima infrastrukturnjh radova, rušenju, iskopima, gradnji, dograđivanju, renoviranju i održavanju svih građevinskih objekata. Najveći tok otpada, kako u svetu, tako i kod nas je građevinski otpad. To je u stvari resurs, koji se mora stalno koristiti i iskorišćavati, jer time čuvamo prirodne resurse, štitimo prirodu i svoju životnu okolinu. Time sprečavamo i niz drugih procesa koji su vezani za tlo (vađenje peska i šljunka iz rečnih korita),kao i mikro klimatskih promena (kamenolomi, površinski kopovi...). Kada govorimo o iskopima zemlje u urbanim zonama, koja se takođe predstavlja kao otpad, a ne resurs, takođe se javlja problem vezan za mesto odredišta, treba li to da bude trajno mesto deponovanja ili samo usputna stanica kao skladištenje radi tretiranja, ili samo stanica pred dalje iskorišćenje ili ugradnju u neki novi projekat. Nije samo zemlja produkt iskopa, na mnogim lokalitetima se javlja i čvrsta stenska masa dobrog kvaliteta, na obodima Panonskog mora i peščar izvrsne strukture, boje i teksture. Ni u kom slučaju to ne bi smeo biti otpad, već materijal i za buduću ugradnju u objekte.
584
Praksa nama pokazuje, da u geomehaničkim projektima nema tragova podzemnih voda, koja se kod izvođenja pojavljuje i otvara veliki broj problema. U ovom slučaju, skrećemo pažnju na lokacije u Beogradu na osnovu ličnih iskustava u radu. Pokazuje se i dokazuje da su tokovi podzemnih voda izmenjeni, da je nivo podzemnih voda podignut i da otvara probleme prilikom izvođenja ove vrste radova, kao što se dešava u nekim drugim gradovima sveta npr. Berlinu. Prilikom pojavljivanja ovakvih slučajeva, potrebno je raditi i promenu projektne dokumentacije na osnovu pravog stanja podzemnih voda na konkretnoj lokaciji, što se u praksi pokazuje kao odlično rešenje i sto je olakšalo rad na nekoliko problematičnih lokacija u Beogradu. Uz sve ovo, primarna je i cena koštanja radova, gde se u praksi pokazalo da je najisplativiji način iskopa široki otkop, koji je i najbrži iz svih uglova posmatranja saglediv i najvidljiviji, odnosno, sve promene i iznenađenja na lokaciji se lako i brzo uočavaju. Povlačeći paralelu između rušenja i iskopa, mašinsko rušenje jeste brzo, ali stvara mnoge probleme koji se ogledaju u prašini, buci i ono što je najgore oslobađa velike količine opasnih elemanata i materijala u vazduh koje ljudi udišu, npr. azbest. Tako dobijeni, mešani otpad je teško upotrebljiv u daljem procesu prerade a napomenuli smo da se može koristiti, posle provere, za neke druge nove objekte. Gledajući i istorijski, kroz razvoj ljudskih naseobina, pokazuje se da je proces iskorišćenja već korišćenog materijala za gradnju praksa (rušenje i devastacije, radi izgradnje modernijeg i novijeg). To je vidljivo i u našim krajevima i opšte poznato i ukazuje na to da sa tom i takvom nasleđenom praksom i ne treba stati, već je obnoviti i unaprediti novim tehnologijama i materijalima. Prilika je da kao grana industrije, procesom reciklaže, uvedemo građevinsku privredu u 4. industrijalizaciju, jer je ova vrsta materijala ponajviše doprinela razvoju nekih zemalja kao što je pre 40-ak godina u SAD, pre 30-ak godina u EU, Aziji i Japanu. Na njihovim iskustvima i u skladu sa našim uslovima, potrebno je praviti i lokalni, naš model upravljanja ovim resursima. Vidljiva je povezanost svih aktera u ovoj oblasti, kako izvođača, tako i projektanata, kao i ispitivanja tla, tako laboratorijskih analiza dobijenih materijala. Treba iskoristiti veliku upotrebnu vrednost ovako dobijenih materijala, uvesti ih kroz projektnu dokumentaciju, samim tim i kroz izvođenje gde je široka primena, od sirovog materijala, poluproizvoda do gotovog proizvoda. Samo čuvanje ove vrste materijala trebala bi da bude obaveza svake društvene zajednice, počev od lokalne samouprave, preko regiona, do nacionalnog nivoa. Na taj način bi zaštitili prirodnu okolinu, reke, prostore pored puteva koji se danas koriste kao smetlište i divlje deponije, koje stvaraju samo trošak i utiču na biljni i životinjski svet. Time bi otvorili veliki broj novih radnih mesta, a Srbija bi dobila zdraviju životnu sredinu.
585
Rešili bi smo pitanje trajnog odlaganja opasnih materijala, u svakoj sredini bez izlaganja velikim troškovima koje sada imaju vlasnici te vrste materijala. Taj i takav materijal se nalazi svuda oko nas i moramo da kažemo da je ekonomski vrlo isplativ a o zaštiti prirodne sredine je dovoljno rečeno. Značajno je istaći potrebu stalnog stručnog usavršavanja, za izvršavanje ovih i ovakvih radnih zadataka, svih učesnika u procesu proizvodnje, a specijalno državnih službenika koji prate i kontrolišu izvršavanje ove vrste poslova, počev od kvalifikacione obučenosti, kao i do praćenja samog toka proizvodnje i distribucije materijala. Ovde se mora postaviti ključno pitanje vlasništva nad materijalom, i to zakonskim formama definisati, jer je to prvi značajni korak, čime bi ovaj resurs dobio konkretnu upotrebnu vrednost. Mesto skladištenja treba da zadovolji sve aspekte i standarde zaštite životne sredine, da zadovolji male transportne troškove, odnosno da se nalazi na lokaciji koja zadovoljava brz i kratak dovoz i distribuciju ovog materijala. Na tim mestima bi se vršila kontrola ulaza i izlaza skladištenog materijala. Za razliku od ovog predloga, sadašnji način deponovanja ove vrste materijala iziskuje velike troškove, nalazi se na velikoj udaljenosti od objekata čime su troškovi transporta visoki, dok na kraju dobijamo i problem velike količine neupotrebljivog materijala, koji menja topografski izgled Srbije. Nije samo problem u tome, već i u ocednim vodama, pojavama klizišta (jer se većinom nalaze pored rečnih tokova) i da ne spominjemo atmosferski uticaj (kiša, vetar...) koji razbacuju po širini i dubini opasne materijale i njihove čestice. Umesto da primenjujemo nove tehnologije u eksploataciji takvih sredina i štitimo ih, mi stvaramo nove problematične lokacije. Istorijske deponije, treba kartirati, ispitati, jer to nikako nisu mesta za građenje novih objekata, ne za bilo koju svrhu, naročito ne za stanovanje. To je uvek nestabilno tlo i veliki izvor opasnih i zapaljivih gasova koji nastaju raspadanjem organskih materija. Moramo razmišljati o konzervaciji tih mesta, na koji način izvoditi tu vrstu radova (zbog zaštite podzemnih i izdanskih voda), kao i pripremanje istih za rudarsku eksploataciju. Evropska Unija je daleko odmakla u svom razvoju i nema novih deponija. U tu svrhu treba iskoristiti domaća znanja i operativu, naročito iz oblasti geologije, građevinarstva i rudarstva. Rešavanjem uzroka ovih pojava, neće biti posledica. Potrebno je povezivanje i koordinacija mnogih činilaca, ne samo na lokalu već značajno šire, tako i naučne zajednice, počev od poljoprivrede do robotike. Ovim i ovakvim načinom razmišljanja i rada, odnosno upotrebe materijala rešavamo mnoge nagomilane probleme, koji nas ubrzo i očekuju, verovatnim pristupanjem u EU.
586
Pred inženjerskom strukom se postavlja vrlo važan zadatak, da se ovi i ovakvi problemi rešavaju u hodu i što bezbolnije, uz aktivno učešće svih relevantnih faktora, počev od urbanista do zaštitara životne sredine. Na ovaj način se prikazuje standard jedne države i kvalitet nauke, jer to su vidljive stvari i nema tepiha pod kojim se može sakriti, pa makar on bio kamfuliran travom i drvećem, jer je to prostor koji uvek radi protiv onih koji su ga i napravili. Standard drustva se naročito ogleda u poslovima adaptacija, rekonstrukcija, renoviranja, osvežavanja, obnavljanja, održavanja iz ekonomskog razloga načina rada i upotrebe materijala. Najvidljiviji je na projektima infrastrukture, jer na njima je najuočljivija primena materijala koji se dobijaju rušenjem, dekontaminacijom i reciklažom. Važan podatak je količina metala, drveta, stakla, papira itd. koji bi se dobili pravilnom upotrebom i radom u ovoj vrsti poslova. Činjenica je da ekonomska analiza troškova ugradnje svih tih materijala pokazuje isplativost koštanja izgrađenih objekata. Tako materijalu velike vrednosti nije mesto na deponiji, već u novom korišćenju na dobrobit svih nas. Previše je uzeto iz zemlje, kroz eksploataciju i pravljenje mnogih dobara, i treba joj vratiti uzeto, kroz njenu obnovu, vratiti sve u prvobitno stanje ili težiti tome. Ovo je put kojim treba ići, jer je ovo način podizanja ekonomije, kvaliteta i osposobljavanje naše građevinske industrije, proizvodnje građevinskog materijala, gde se otvaraju nova tržišta iz razloga pravilnog sprovođenja standarda, gde je čovek u prvom planu. Time se pokazuje briga, kako za očuvanje zdravog života zaposlenih, tako i korisnika izgrađenog, i onih trećih, na koje sadašnje deponije i načini rada negativno deluju. Zdravlje je na prvom mestu i bezbednost na i u radu. Kao što je potrebno da objekti budu na čvrstim i zdravim temeljima, tako i sav prostor u kome se krećemo i u kom živimo mora biti na zdravim nogama za dobro svih nas i za buduće generacije. Nama ovakve probleme koje sad imamo niko nije ostavio, ni starosedeoci, ni mnogi osvajači, ni naši preci. Ono što smo sami loše uradili, moramo popraviti i tako urediti budućnost za nove naraštaje kako otpad ne bi predstavljao problem. Istorijske prostore, gde su formirane u prošlosti, deponije za koje imamo podatke gde se nalaze i koje su veličine moramo uneti u geološke karte. Jos vise je neophodno da sve zaboravljene deponije koje otkrijemo na lokacijama gde se gradi ili ruši prijavimo radi ispitivanja, eventualnog saniranja i dekontaminiranja, jer uticaj otpadnih materija kroz tlo i podzemne vode na životnu sredinu je maksimalan, a time i na ljude.
