nové poznatky v geotechnickom inžinierstve

Transkript

Stavebná fakulta STU v Bratislave, Katedra geotechniky
NOVÉ POZNATKY V GEOTECHNICKOM INŽINIERSTVE
NEW KNOWLEDGE IN GEOTECHNICAL ENGINEERING
Zborník príspevkov zo seminára
Kočovce 21. – 22. január 2014
Názov:
Autori:
Nové poznatky v geotechnickom inžinierstve
Zborník príspevkov zo seminára
kolektív
Za obsahovú úroveň príspevkov zodpovedajú autori príspevkov.
Príspevky neprešli jazykovou úpravou.
Príspevky recenzovali:
prof. Ing. Peter Turček, PhD.
Doc. Ing. Ivan Slávik, PhD.
Doc. Ing. Jana Frankovská, PhD.
Doc. RNDr. Miloslav Kopecký, PhD.
Ing. Ľuboš Hruštinec, PhD.
Vydal:
Dátum:
Miesto:
Rozsah:
Náklad:
Formát:
Slovenská technická univerzita v Bratislave
21. – 22. 01. 2014
Kočovce
181 strán
70 ks
A4
Editor:
Monika Súľovská
ISBN 978-80-227-4123-1
© 2014 Slovenská technická univerzita v Bratislave
2
OBSAH
Príhovor.............................................................................................................
5
ANALÝZA STABILITY ZOSUVNÉHO SVAHU NA VODNEJ STAVBE
STABILITY ANALYSIS OF LANDSLIDE SLOPE ON WATER STRUCTURES
Darina Antolová..................................................................................................
6
VYUŽITÍ DRÁTKOBETONU PRO PREFABRIKOVANÁ SEGMENTOVÁ
OSTĚNÍ TUNELŮ
APPLICATION OF STEEL FIBRE REINFORCED CONCRETE FOR PRECAST
SEGMENTAL TUNNEL LININGS
Jaroslav Beňo.....................................................................................................
18
POUŽITIE STATICKEJ PENETRAČNEJ SKÚŠKY PRE URČOVANIE
GEOTECHNICKÝCH PARAMETROV
USING STATIC PENETRATION TEST FOR THE DETERMINATION
OF GEOTECHNICAL PARAMETERS
Roman Bulko, Ladislav Kais, Jozef Vlček..............................................................
34
PODPORA VĚDECKO-VÝZKUMNÉ SPOLUPRÁCE
V RÁMCI GEOTECHNICKÉ SEKCE PROJEKTU OKTAEDR – PARTNERSTVÍ
A SÍTĚ STAVEBNICTVÍ
SUPPORT OF RESEARCH COOPERATION WITHIN THE GEOTECHNICAL
SECTION OF THE PROJECT OKTAEDR – PARTNERSHIP
AND NETWORKS IN CIVIL ENGINEERING
Helena Brdečková................................................................................................
40
NÁVRH VYUŽITÍ OPTOVLÁKNOVÝCH SNÍMAČŮ PRO SLEDOVÁNÍ
SVAHOVÝCH POHYBŮ
THE DESIGN OF APPLICATION OF FIBRE OPTIC SENSORS FOR SLOPE
DEFORMATION MONITORING
Kristýna Čápová, Jan Záleský..............................................................................
47
URČOVANIE GEOTECHNICKÝCH PARAMETROV ZEMÍN
ZO ŠTANDARDNÝCH PENETRAČNÝCH SKÚŠOK
STANDARD PENETRATION TEST FOR DETERMINATION
Veronika Dobrodenková.......................................................................................
57
ANALÝZA TEPLOTNÍHO ZATÍŽENÍ DEFINITIVNÍHO OSTĚNÍ DOPRAVNÍCH
TUNELOVÝCH STAVEB
ANALYSIS OF THERMAL LOAD OF THE FINAL TRAFFIC TUNNELS LINING
Lukáš Ďuriš.........................................................................................................
68
STANOVENIE INDEXOVÝCH VLASTNOSTÍ SPRAŠOIDNÝCH ZEMÍN
DYNAMICKOU PENETRÁCIOU LOKALITY TRNAVY
ESTIMATE OF INDEX PROPERTIES OF LOESSOID SEDIMENTS
BY DYNAMIC PENETRATION TEST ON LOCATION TRNAVA
Matúš Gatial........................................................................................................
76
GEOTECHNICKÝ MODEL GUDRÓNOVÝCH SKLÁDOK
GEOTECHNICAL MODEL OF GOUDRON LANDFILLS (TARPONDS)
Timea Horváthová................................................................................................
91
3
VLIV PROGRESIVNÍ DEFORMACE NA KOŘENOVOU ÚNOSNOST
HORNINOVÉ KOTVY – APLIKACE MKP
EFFECT OF PROGRESSIVE DEFORMATION ON THE CARRYING CAPAITY
Juraj Chalmovský................................................................................................
101
VERIFIKÁCIA DEFORMÁCIÍ STAVEBNEJ JAMY V RAKÚSKU
VERIFICATION OF DEFORMATIONS FOR EXCAVATION PIT IN AUSTRIA
Erika Ladicsová..................................................................................................
110
ZJEDNODUŠENÝ NUMERICKÝ MODEL VEDENÍ TEPLA
V OKOLÍ SYSTÉMU GEOTERMÁLNÍCH VRTŮ A JEHO
OVĚŘENÍ PROGRAMEM FEFLOW
SIMPLIFIED NUMERICAL MODEL OF THERMAL CONDUCTION AROUND
THE GEOTHERMAL BOREHOLES AND ITS VERIFICATION
BY PROGRAM FEFLOW
Augustin Leiter....................................................................................................
120
ZRNITOSTNÁ NEHOMOGENITA POPOLOVÉHO SEDIMENTU
GRANULAR NON-HOMEGENEITY OF ASH SEDIMENT
Lukáš Martinka...................................................................................................
128
GEOTECHNICKÝ MONITORING PRE CESTU I/66 (R1) V TRASE
SEVERNÉHO OBCHVATU BANSKEJ BYSTRICE
GEOTECHNICAL MONITORING ROUTE I/66 (R1)
BANSKÁ BYSTRICA – NORTHERN BYPASS
Peter Mušec.......................................................................................................
137
MODELOVÁ ANALÝZA VLIVU DÍLČÍCH VLASTNOSTÍ ZEMINY
NA HODNOTU MAXIMÁLNÍ AMPLITUDY RYCHLOSTI KMITÁNÍ
MODEL ANALYSIS OF THE INFLUENCE OF PARTIAL SOIL PROPERTIES
ON THE PEAK OSCILLATION VELOCITY
Tomáš Petřík, Eva Hrubešová..............................................................................
148
EXPERIENCES FROM PILE DESIGN IN KAZAKHSTAN
SKÚSENOSTI Z NAVRHOVANIA PILÓT V KAZACHSTANE
Jakub Stacho, Yergen Ashkey............................................................................
154
NUMERICKÉ MODELOVÁNÍ DEGRADACE PRIMÁRNÍHO OSTĚNÍ
NUMERICAL MODELLING OF PRIMARY LINING DEGRADATION
Jiří Šach............................................................................................................
162
VYUŽITÍ SIMULAČNÍCH METOD KE STANOVENÍ VSTUPNÍCH PARAMETRŮ
PRO NÁVRH ZEMNÍCH KOTEV
THE USE OF SIMULATION METHODS TO DETERMNE THE INPUT
PARAMETERS OF GROUND ANCHORS
Jan Štefaňák.......................................................................................................
169
NUMERICKÁ ANALÝZA DEFORMÁCIÍ VYBRANÉHO PROFILU
POPOLOVÉHO ODKALISKA POMOCOU METÓDY KONEČNÝCH PRVKOV
NUMERICAL ANALYSIS OF DEFORMATIONS SELECTED PROFILE OF ASH
IMPOUNDMENT USING FINITE ELEMENT METHOD
Lenka Zlatinská, Peter Pollák...............................................................................
177
4
Príhovor
Vzdelanie patrí k najväčším devízam malých národov. Napriek spoločensky nie práve
najpriaznivejšej situácii sme my, pracovníci univerzít, povinní postarať sa o kontinuitu
vzdelanosti. Námaha vložená do školstva v podobe zlepšenia alebo pri zanedbaní výchovy
naopak poklesu úrovne celej spoločnosti sa prejaví prakticky až po jednej generácii.
Z morálneho hľadiska sa preto na univerzitách musíme pozerať podstatne viac dopredu, ako
sú zaužívané bežné kritériá ekonomiky.
Po vlaňajšom doktorandskom seminári sme od spriatelených univerzít z ČR a SR
dostali do Bratislavy prevažne pozitívne ohlasy. Rozhodli sme sa preto pokračovať v tejto
podobe formovania novej generácie geotechnickej inteligencie. Sme veľmi radi, že
geotechnické vzdelávacie centrá v našich republikách prijali našu ponuku, aby doktorandi
predložili na otvorenú diskusiu svoje doterajšie poznatky a od starších kolegov si vypočuli
dobre mienené rady. Dúfame, že takáto forma pomôže doktorandom nadobudnúť pozitívne
návyky pri písaní článkov, vhodnom zostavovaní prednášky, jej prezentovania a obhájení
svojich názorov. Verejná konfrontácia vlastných názorov je osvedčená forma získavania
skúseností a zvyšovania kvality vyjadrovania v úzko vymedzenom odbore.
Na príprave seminára sa podieľal organizačný výbor pod vedením vedúceho katedry
doc. Ing. Ivana Slávika, PhD. a členov katedry: Ing. Moniky Súľovskej, PhD., Ing. Darinky
Antolovej a Oľgy Řikovskej. Ku kvalite seminára tiež prispel kolektív recenzentov
príspevkov: doc. Ing. Ivan Slávik, PhD., doc., Ing. Jana Frankovská, PhD., doc. RNDr.
Miloslav Kopecký, PhD., Ing. Ľuboš Hruštinec, PhD. a prof. Ing. Peter Turček, PhD.
Pevne veríme, že vynaložené úsilie s prípravou seminára nebolo márne a vyústi do
tradície, ktorá zakrátko prinesie svoje ovocie.
Prof. Ing. Peter Turček, PhD.
garant seminára
5
Nové poznatky v geotechnickom inžinierstve, Kočovce, 21 .- 22.1.2014
ANALÝZA STABILITY ZOSUVNÉHO SVAHU NA VODNEJ STAVBE
STABILITY ANALYSIS OF LANDSLIDE SLOPE ON WATER
STRUCTURES
Darina Antolová1
ABSTRAKT
Predmetom článku je analýza stability zosuvného svahu na vodnej stavbe Liptovská Mara.
Jedná sa o Veľkomarský zosuv, ktorý pozostáva z viacerých blokových deformácií plazivého
charakteru. Päta svahu je neustále zaťažovaná vztlakovými účinkami od vody v nádrži
a stabilitu hornej časti zosuvu ovplyvňuje kolísanie hladín podzemných vôd v závislosti od
klimatických podmienok (zrážky a topenie snehu). Preto deformácie vyskytujúce sa na zosuve
vznikajú len lokálne a za spolupôsobenia nepriaznivých podmienok.
ABSTRACT
In the article there is an analysis of the stability of a landslide slope at the water structures
Liptovská Mara. This is a Veľkomarský landslide, which consists of several blocks with creep
deformation. Foot of the slope is constantly effected by buoyancy effects of water in the water
reservoir and the stability of top part of the landslide is affected by the fluctuation of
groundwater levels, depending on climatic conditions (rainfall and snow melt). Therefore, the
deformations occurring on the landslides are only local after interaction of adverse conditions.
1. Úvod
Predmetom článku je analýza stability zosuvného svahu na vodnej stavbe Liptovská
Mara. Jedná sa o Veľkomarský zosuv, ktorý pozostáva z viacerých blokových deformácií
plazivého charakteru. Päta svahu je neustále zaťažovaná vztlakovými účinkami od vody
v nádrži a stabilitu hornej časti zosuvu ovplyvňuje kolísanie hladín podzemných vôd
v závislosti od klimatických podmienok (zrážky a topenie snehu). Preto deformácie
vyskytujúce sa na zosuve vznikajú len lokálne a pri spolupôsobení nepriaznivých podmienok.
Cieľom príspevku je porovnať stabilitné výpočty realizované rôznymi metódami a taktiež
modelovanie deformácií v programe PLAXIS 2D, ktoré sú namerané na zosuvnom svahu
pomocou geodetických meraní.
2. Opis Veľkomarského zosuvu
Veľkomarský zosuv (obr. 1) má mimoriadne zložitý vývoj. Nachádza sa na
severozápadnom okraji bývalej obce Liptovská Mara, ktorá bola z väčšej časti postavená na
ľavej strane jeho akumulačnej časti. Najvyššia odlučná hrana je na kóte 710 m n. m.,
najspodnejší okraj jeho čela je na kóte 530 m n. m. (obr. 2). Zosuvné územie dosahuje dĺžku
1
Ing. Darina Antolová, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU v Bratislave, Radlinského 11, 813 68
Bratislava, tel.: 02/59375293, e-mail: [email protected]
6
900 m, šírku 500 – 550 m a maximálna hrúbka zosunutých hmôt v akumulačnej oblasti
presahuje 30 m. Skladá sa z viacerých zosuvov, ktoré vznikli v rôznych časových obdobiach.
Predpokladaná kubatúra zosunutých materiálov dosahuje 4,5 mil. m3. V telese zosuvu
prevládajú zeminy typu hlinito-kamenitých sutín s úlomkami pieskovcov priemeru 20 – 60
cm.
PF-1
Obr. 1 Situácia Veľkomarského zosuvu s monitorovacími a sanačnými prvkami [4]
Fig. 1 Situation of Veľkomarský landslide with monitoring and remediation elements [4]
7
Už predbežné výpočty stability zosuvného územia poukazovali na jeho nízku stabilitu
a na to, že po vybudovaní vodného diela následkom nadľahčenia akumulačnej časti zosuvu
vzdutím vody v nádrži môže dôjsť k výraznej nestabilite zosuvných svahov. V rokoch 1974 –
1975 došlo k aktivizácii prúdového zosuvu menších rozmerov [7].
Obr. 2 Profil Veľkomarským zosuvom (Podľa Ingr, Nemčok) [3]
Fig. 2 Profile of the Veľkomarský landslide [3]
1- ílovce s polohami pieskovcov, 2- pieskovce s polohami ílovcov, 3- blokové pole, 4- zosuv,
5- údolné náplavy Váhu, 6- svahové hliny, 7- zaťažovací štrkový prísyp, 8- horizontálne
odvodňovacie vrty
2.1. Sanačné opatrenia na zosuvnom svahu (1974-1978)
Na území Veľkomarského zosuvu boli realizované sanačné práce na zabezpečenie
jeho stability, ktoré pozostávali zo:
- zriadenia stabilizačného protiabrázneho prísypu zo štrkopieskov na čelo zosuvu (1974
– 1975) – hrúbka prísypu bola cca 7 – 8 m,
- realizácie horizontálnych odvodňovacích vrtov (4 etapy v r. 1974 – 1977),
- vyhotovenia systému povrchových odvodňovacích rigolov (1976 – 1978),
- vytvorenia dvoch štrkových stien (1975).
Nádrž sa začala napúšťať v marci 1975. V decembri 1975 hladina v nádrži Liptovská
Mara dostúpila na úroveň 558,0 m n. m a blízko k maximálnej hladine (564,50 m n. m.) sa
naplnila nádrž prvýkrát až v decembri 1976. Pravidelný rozkyv hladín v nádrži v priebehu
kalendárneho roku je prevažne viac ako 9 m, pričom najnižšia hladina v roku sa vyskytuje v
nádrži pred jarnými vodami.
Veľkomarský zosuv (obr. 1) bol zátopovou čiarou rozdelený na dve časti. Akumulačná
(stabilizovaná prísypom) a čiastočne aj transportná časť sú pod hladinou vodného diela. Nad
hladinou sa nachádza transportná a odlučná oblasť zosuvu, na ktorej sú na rozlohe cca 20 ha
rozmiestnené pozorovacie objekty hladín podzemných vôd (piezometre – 30 ks). Piezometre
(vybudované v r.1974 – 1975) tvoria sieť so vzdialenosťou 70 – 100 m. Pre sledovanie
pohybov celého zosuvu bola na tejto ploche vybudovaná aj sieť geodetických bodov,
pozostávajúca zo 6-tich pevných a 17-tich pozorovacích bodov.
2.2. Monitoring účinnosti sanačných opatrení (1974 – 2013) – aktivita na zosuve
Pri hodnotení účinnosti sanačných opatrení na zosuvnom svahu vychádzam z údajov
monitoringu za posledných 39 rokov (merania TBD) [1]. Hlavným sanačným opatrením
v zosuvnom území bolo hĺbkové odvodnenie pomocou horizontálnych odvodňovacích vrtov
8
(HOV). Sledovať účinnosť uvedených opatrení je potom možné iba monitoringom HPV
a výdatností HOV. Samozrejme najkvalitatívnejšie je možné posúdiť účinnosť sanačných
opatrení prostredníctvom sledovania aktivity na zosuvoch a to meraniami pohybov na
povrchu (geodetické merania) a v hĺbke zosuvného územia (inklinometrické merania).
Horizontálne odvodňovacie vrty
Vo všeobecnosti sa dá povedať, že výdatnosť odvodňovacích horizontálnych vrtov
sleduje celkový stav hladín podzemných vôd v piezometroch [3]. Pri maximálnych stavoch
HPV v zosuve sú merateľné výtoky aj na HOV, ktoré sú dlhodobo suché. Najväčšie množstvo
vody je teda horizontálnymi vrtmi zo zosuvu odvádzané krátkodobo v čase maximálnych
stavov podzemných vôd a tým si plnia svoju funkciu znižovania vztlakového účinku
podzemných vôd.
Z dlhodobého hľadiska (od r. 1974) je však možné sledovať pokles množstva vody
odvádzanej zo zosuvu prostredníctvom HOV (obr. 3). Počet HOV je 28 a dosahuje celkovú
dĺžku 3800 m.
Obr. 3 Trend znižovania sumárnej výdatnosti HOV na Veľkomarskom zosuve
Fig. 3 Decreasing trend of total discharge rate of HDB in the Veľkomarský landslide
Úplne zrejmý je však vplyv poklesu výdatnosti HOV V–12 až V–15 situovaných
v odlučnej oblasti zosuvu (obr. 1), kde dlhodobo dochádza k vzostupu HPV (obr. 4)
v piezometroch J–17, J–18, ale aj v J–11A . Podzemná voda z nich vyteká cez pažnicu na
povrch terénu.
Účinnosť HOV je často znižovaná postupnou inkrustáciou ich perforácie, ďalej
hrdzavením pažnice, prípadne upchatím koreňmi rastlín. Potom sa znižuje ich schopnosť
odvodňovať zosuvné svahy [5].
9
Závislosť výdatnosti vrtu V12 a piezometru J-17
630,00
0,8000
625,00
0,7000
(m n.m.)
0,5000
615,00
0,4000
610,00
0,3000
HPV J-17
605,00
výdatnosť V12
výdatnosť (l/s)
0,6000
620,00
0,2000
600,00
0,1000
0,0000
09
-IV
27 75
-IX
05 -7
-V 6
I
29 I-78
-V
II03 80
-II
17 -8
-V 2
III
03 -83
-IV
-8
30 5
-X
26 -86
-V
06 -88
-X
08 II-8
-V 9
III
24 91
-II
08 93
-IX
20 94
-II
I-9
19
6
-IX
31 97
-II
I
28 -99
-II
I-0
30 0
-X
25 -00
-IV
08 01
-X
I
21 -02
-IV
21 -04
-IX
07 05
-II
I-0
24
7
-IX
-0
8
595,00
(roky)
Obr. 4 Znižovanie funkčnosti HOV V12 a postupný vzostup HPV v piezometri J-17
Fig. 4 Functionality decrease of HDB V12 and gradual rise of GWT in observation well 17-J
Geodetické body
To, že vzostup HPV v uvedenej oblasti zosuvu môže mať negatívny vplyv na stabilitu
zosuvu preukázali aj geodetické merania výškových zmien meraných bodov (Kopecký, 2010).
Meraniami sa preukázalo, že body B–6, B–2, B–3 v odlučnej oblasti zosuvu (obr. 1) vykázali
v rokoch 2004 – 2007 pokles, ktorý môže naznačovať nestabilitu svahu v tejto oblasti. Bod B2 poklesol za posledných 7 rokov o 30 mm (obr. 5).
10,00
5,00
0,00
výškova zmena (mm)
2000
-5,00
2002
2004
2006
2008
2010
2012
-10,00
-15,00
-20,00
-25,00
-30,00
A-1
A-2
A-6
B-1
B-2
B-3
B-4
B-5
B-6
B-7
B-8
B-9
B-10
B-12
B-13
B-14
B-15
-35,00
Obr. 5 Výšková zmena geodetických bodov na zosuvnom svahu
Fig. 5 Elevation changes of geodetic points on landslide slope
To, že zosuvný svah je aj v súčasnosti v pohybe, preukazujú najnovšie GPS merania.
Na obr. 6 je znázornený pohyb jednotlivých geodetických bodov obdobia rokov 1978 – 2012.
Najvýraznejší pohyb bol zaznamenaný na bode B–3 a to až 80 mm od základného merania –
r. 1978.
10
Obr. 6 Geodetické merania GPS na zosuve za obdobie rokov 1978 – 2012
Fig. 6 Geodetic GPS measurements on the landslide during years 1978 – 2012
3. Analýza stability Veľkomarského zosuvu
Stabilitnú analýzu zosuvného svahu som riešila na vybranom profile PF–1 (obr. 1
a obr. 8).
3.1. Analýza stability metódou medznej rovnováhy
Na výpočty stability metódou medznej rovnováhy som použila program Geo–Slope
SLOPE/W. SLOPE/W účinne analyzuje komplexné problémy pre rôzne šmykové plochy,
pórové tlaky, pôdne vlastnosti, podmienky zaťaženia a výpočtové metódy [2]. Ja som pre
stabilizačnú analýzu použila výpočtové metódy podľa autorov: Ordinary, Bishop a
Morgenstern–Price.
Zo zosuvného územia som odobrala vzorky zeminy z miesta odkryvu šmykovej
plochy. Na rekonštituovanej vzorke v súčasnosti prebiehajú laboratórne merania na kruhovom
šmykovom prístroji a na krabicových šmykových prístrojoch. Výsledkom zo skúšok bude
reprezentatívny reziduálny uhol vnútorného trenia zeminy.
11
a) Šmyková plocha
Hĺbka a priebeh šmykovej plochy je vykreslená na výpočtovom modeli (obr. 8). Pri jej
zostrojení som vychádzala z archívnych prieskumných prác. Priemerná hĺbka šmykovej
plochy je 30 m a priemerný sklon je 10°.
b) Výpočtové charakteristiky zemín
Pri posúdení stability zosuvu som uvažovala s týmito vlastnosťami zemín:
 štrkopiesky v prísype:
 prir  18kN  m 3
objemová hmotnosť (prirodzene vlhká)
  35
uhol vnútorného trenia (efektívny)
c  0kPa
efektívna súdržnosť
 zeminy zosuvnej masy
objemová hmotnosť (prirodzene vlhká)
 prir  21kN  m 3
Pri posúdení stability Veľkomarského zosuvu som vychádzala z predpokladu, že svah
bol porušený. To znamená, že reziduálna súdržnosť zeminy je nulová crez = 0 kPa. Reziduálne
hodnoty uhla vnútorného trenia som potom získala spätným výpočtom. Vychádzala som z 1.
zaťažovacieho stavu (ďalej ZS). 1. ZS kedy bola nameraná vysoká HPV k dátumu 19.5.2010
s kótou hladiny v nádrži 564,78 m n.m. K dispozícii mám aj spomínané geodetické merania
(obr. 5) kde vidieť, že práve v roku 2010 došlo k pohybom na zosuvnom svahu. Vypočítaný
reziduálny uhol vnútorného trenia pre ostané analýzy je 15,8°.
c) Hladina podzemnej vody
Priebehy hladín podzemných vôd (ďalej HPV) v zosuvnom svahu vychádzajú
z dostupných údajov získaných počas režimového pozorovania na zabudovaných
piezometroch (merania TBD od roku 1974 – 2013). K dispozícii som mala aj kontinuálne
hladinomery na vybraných priezometroch s hodinovými dátami. Takýto kontinuálny merač J5 je v dolnej časti svahu (obr. 1), ktorý korešponduje s hladinou vody v nádrži (obr. 7). Na
zosuvnom svahu sú zabudované aj horizontálne odvodňovacie vrty (obr. 1), ktoré neustále
odvádzajú vodu zo svahu.
d) Hladina v nádrži
Priemerný rozkyv hladiny v nádrži dosahuje cca 9 m. Rozdiel minimálnej
prevádzkovej hladiny a maximálnej retenčnej hladiny v nádrži je 26,34 m.
Na obr. 7 vidieť, že hladina podzemnej vody v piezometri J–5 nachádzajúcom sa vo
svahu v tesnej blízkosti nad nádržou (obr.1) je ovplyvňovaná výškou hladiny vody v nádrži.
Potvrdzujú to aj hodinové merania z roku 2010 (obr.7) kedy boli na Slovensku namerané
vysoké zrážky a na celom území došlo k viacerým zosuvom. Merania mi poskytol TBD
Bratislava.
12
Obr. 7 Vzájomné pôsobenie hladiny podzemnej vody v piezometri J–5 a hladiny vody
v nádrži
Fig. 7 Mutual relationship of GWL in the well J–5 and water level in the reservoir
Stabilitu zosuvného územia som posudzovala pre rôzne zaťažovacie stavy (ďalej ZS). Jednalo
sa o štyri základné ZS.
1. a 2. ZS som si vybrala na základe vysokých nameraných stavov HPV v celom
pozorovanom období. 3. ZS je stav extrémnej HPV, ktorá takmer kopíruje terén s max.
retenčnou hladinou v nádrži s kótou 565,89 m n.m. 4. ZS je stav minimálnej HPV s min.
prevádzkovou hladinou v nádrži s kótou 539,55 m n.m.
1. ZS
2. ZS
3. ZS
4. ZS
– vysoký stavy HPV 19.5.2010 s kótou hladiny 564,78 m n.m.,
– vysoký stav HPV 12.4.2006 s kótou hladiny 558,72 m n.m.,
– extrémne HPV a max. retenčná hladina v nádrži s kótou 565,89 m n.m.,
– minimálne HPV a min. prevádzková hladina v nádrži s kótou 539,55 m n.m.
Na obr. 8 je vykreslený výpočtový model profilu PF-1 pre 1. ZS v programe Geo–
Slope [2]. Podobné výpočtové modely som zostavila aj pre ostané zaťažovacie stavy. Na
stabilitné výpočty som použila tri metódy, ktorých ponúka program. A to Ordinary (uvažuje
len momentovú podmienku rovnováhy), Bishop (momentová podmienka a podmienka
vertikálnych síl) a Morgenstern–Price (všetky tri podmienky rovnováhy – momentová
podmienka a sily vo vodorovnom a zvislom smere). Výsledky stabilitných výpočtov sú
sumárne zobrazené v tab.1.
13
Obr. 8 Výpočtový model profilu PF–1 – 1 ZS (Geo–Slope SLOPE/W)
Fig. 8 The calculated model of the profile PF–1 – 1 WS (Geo–Slope SLOPE/W)
Tab. 1 Analýza zaťažovacích stavov
Tab. 1 Analysis of the load states
Výpočtová metóda
ZS
HPV
Hladina vody v nádrži
(m n.m.)
1.
19.5.2010
564,78
1,000
1,093
1,010
2.
12.4.2006
1,140
1,214
1,142
3.
extrémna
558,72
max. retenčná
565,89
0,959
1,049
0,970
4.
minimálna
min. prevádzková
1,457
1,561
1,455
Ordinary
Bishop
MorgensternPrice
Stručne zhrniem výsledky stabilitných výpočtov pre namodelované zaťažovacie
stavy:
 1. Zaťažovací stav bol vypočítaný zo spätného výpočtu kedy som uvažovala stupeň
stability takmer rovný jednej (Fs= 0,99), na základe geodetických meraní, kedy došlo
k pohybu na povrchu terénu.
 Podobný prípad sa dial aj v roku 2006, (2. Zaťažovací stav – vysoký stav HPV
12.4.2006 s kótou hladiny 558,72 m n.m.) kedy došlo k poklesu viacerých
geodetických bodov v hornej časti zosuvného územia. Výpočet preukázal veľmi nízku
stabilitu.
 3. Zaťažovací stav som namodelovala na základe predpokladu extrémnej HPV (HPV
takmer na úrovni terénu) a max. retenčnej hladiny. Stupeň stability je menší ako jedna,
čo znamená, že za predpokladu dosiahnutia takýchto hodnôt môže dôjsť k reálnej
nestabilite svahu. Podmienky veľmi podobné k tomuto modelovému stavu boli v roku
2010 – 1. zaťažovací stav.
 4. Zaťažovací stav pri kombinácii min. HPV a min. prevádzkovej hladiny v nádrži
bola preukázaná vysoká stabilita zosuvného svahu.
3.2 Analýza stability metódou konečných prvkov - PLAXIS 2D
Výpočtový model zosuvného územia (obr. 9) bol vytvorený aj v programe PLAXIS
2D, ktorý sa v geotechnickej praxi využíva na deformačnú a stabilitnú analýzu a pracuje na
princípe metódy konečných prvkov (MKP) [6].
14
Stabilitná analýza
Pre výpočet stability bol použitý Mohr – Coulombov konštitučný model,
charakterizovaný základnými pevnostnými parametrami – súdržnosťou a uhlom vnútorného
trenia. Výpočet stupňa stability F je v je v tomto počítačovom systéme stanovený tzv.
metódou redukcie pevnostných parametrov a je definovaný ako pomer zadanej šmykovej
pevnosti zeminy určenej súdržnosťou c a uhlom vnútorného trenia φ a tzv. redukovanej
šmykovej pevnosti zeminy potrebnej pre zachovanie stavu bez porušenia (charakterizované
súdržnosťou cr a uhlom vnútorného trenia φr):
F
c
tan 

c r tan  r
Deformačná analýza
V programe PLAXIS 2D boli modelované rôzne zaťažovacie stavy (zmeny hladiny
podzemnej vody). Získané deformácie porovnávam s nameranými z GPS.
Obr. 9 Výpočtový model profilu PF–1 (PLAXIS 2D)
Fig. 9 Calculated model of the profile PF–1 (PLAXIS 2D)
Na analýzu som použila dva typy modelov Mohr – Coulomb a Hardening – soil.
Do modelového typu Mohr – Coulomb (šmyková plocha, zosuvné územie, prísyp) vstupujú
parametre: Young´s modul E, poissonovo číslo ν, uhol vnútorného trenia φ, súdržnosť c, uhol
dilatácie ψ. Do modelového typu Hardening – soil (podložie) vstupuje okrem iného aj Eoed ~
E50 a Eur = 3.E50. V oboch prípadoch som použila kombináciu materiálových typov Drained
a Undrained (A). Výpočtový model je zložený zo 6-uzlových trojuholníkových elementov.
Do výpočtového modelu vstupuje mnoho vstupných parametrov, ktoré ovplyvňujú
výpočet. Model v súčasnosti ešte nemám dostatočne odladený na skutočné podmienky, preto
výsledky z tejto analýzy ešte nemôžem relevantne prezentovať.
Na obr. 10 môžeme vidieť totálne posuny a na obr. 11 šmykové napätia pri
predpoklade pôsobenia extrémnej HPV (HPV takmer na úrovni terénu) a max. retenčnej
hladiny (metóda medznej rovnováhy 3. ZS).
15
Obr. 10 Celkové posuny (u)
Fig. 10 Total displacements (u)
Obr. 11 Šmykové napätia (γs)
Fig. 11 Total deviatoric strain (γs)
Výstupom stabilitnej analýzy z programu PLAXIS 2D by mali byť odporúčania na
sledovanie priebehu HPV v zosuvnom svahu a určenie limitných hodnôt HPV kedy by
dochádzalo k deformáciám.
4. Záver
Pri použití klasických analytických výpočtových metód vyplýva, že na stabilitu
Veľkomarského zosuvu má najvýraznejší vplyv hladina podzemnej vody v telese zosuvu. Päta
svahu je neustále zaťažovaná vztlakovými účinkami od vody v nádrži a stabilitu hornej časti
zosuvu ovplyvňuje kolísanie hladín podzemných vôd v závislosti od klimatických podmienok
(zrážky a topenie snehu). Preto je potrebné vybudované horizontálne odvodňovacie vrty na
zosuvnom svahu pravidelne čistiť a tým zabezpečiť neustále odvádzanie vody zo svahu.
Veľkomarský zosuv pozostáva z viacerých blokových deformácií plazivého charakteru. Preto
deformácie vyskytujúce sa na zosuve vznikajú len lokálne a pri spolupôsobení nepriaznivých
16
podmienok, čo preukazujú aj výpočty. Aj keď z analýzy zaťažovacích stavov konštatujem, že
na zosuvom území dochádza v niektorých stavoch k stratám stability, s najväčšou
pravdepodobnosťou k ohrozeniu vodnej stavby by nemalo dôjsť.
V ďalšom overím pri použití programu PLAXIS 2D aké veľké deformácie je možné očakávať
na zosuvnom území. Tieto deformácie porovnám s tými, ktoré sú zistené geodetickými
metódami a leteckým snímkovaním.
Poďakovanie:
Príspevok je jedným z výstupov grantovej úlohy č. 1/0944/11 VEGA
Literatúra
[1.]
[2.]
[3.]
[4.]
[5.]
[6.]
[7.]
ANTOLOVÁ D. 2012: Geotechnický monitoring zosuvov na vodnej stavbe Liptovská
Mara. 14. odborná konference doktorského studia. Sborník anotací konference
Junorstav 2012, s. 327, Brno, CZ, 26.1.2012, CD s. 1-6
GEO–SLOPE INTERNATIONAL LTD., 2007: Seepage and stability modeling with
SEEP/W and SLOPE/W. Users Manuals. (Calgary, Alberta, Canada)
KOPECKÝ, M a kol. 2005: Zhodnotenie efektívnosti prieskumu a sanácie zosuvov v
rôznych geologických štruktúrach Slovenska. Lokalita Liptovská Mara. Záverečná
správa. Katedra geotechniky Svf. STU Bratislava, 58 str.+ 3 príl.
KOPECKÝ, M. 2010: Návrh komplexného monitoringu na Veľkomarskom
a Vlaštianskom zosuve. Záverečná správa. Katedra Geotechniky. Stavebná fakulta
STU. Bratislava
KOPECKÝ, M. – ONDRÁŠIK, M. – ANTOLOVÁ, D. 2011: Unstable slopes on
right-side end of the dam body of Liptovská Mara water reservoir. Górnictwo
i geoinzynieria: Kwartalnik Akademii górniczo-hutniczej im. Stanislawa Staszica w
Krakowie Rok 35, zeszyt 2.s. 375 – 382. ISSN 1732-6702. Kudowa Zdrój
PLAXIS, 2011: Manuál PLAXIS 2D 2011
STOLEČŇAN, J. 1977: VD Liptovská Mara – Liptovskomarský zosuv, III. a IV.
Etapa. IGHP Žilina
17
VYUŽITÍ DRÁTKOBETONU PRO PREFABRIKOVANÁ
SEGMENTOVÁ OSTĚNÍ TUNELŮ
APPLICATION OF STEEL FIBRE REINFORCED CONCRETE FOR
PRECAST SEGMENTAL TUNNEL LININGS
Jaroslav Beňo1
ABSTRAKT
Použití drátkobetonu v tunelech není ve světě úplně nová myšlenka. První použití
drátkobetonu pro segmentové ostění bylo v Itálii v 80. letech minulého století. K většímu
využití drátkobetonu pro segmentová ostění, ale došlo až po roce 2000. Fakulta stavební
ČVUT v Praze v současné době provádí výzkum možnosti využití segmentového ostění
z drátkobetonu v České republice. V rámci výzkumu byly provedeny laboratorní zkoušky
drátkobetonových vzorků pro navržení druhu a optimálního dávkování drátků. Dále byly
vyrobeny a vyzkoušeny celé segmenty z drátkobetonu. Úspěšné zkoušky dovolily
nainstalování prvního testovacího úseku tunelu s ostěním z drátkobetonu na právě
realizovaném projektu prodloužení metra V.A. v Praze. O jednotlivých dílčích závěrech
výzkumu bude pojednáno v následujícím příspěvku.
ABSTRACT
Application of steel fiber reinforced concrete (hereafter SFRC) in the world is not such a new
idea. The first application of SFRC for precast segmental tunnel linings was in Italy in the
1980s. However, it had not become widespread until the early 2000s. Faculty of Civil
engineering of the Czech Technical University in Prague is currently carrying out the research
of possibility of using SFRC for tunnel linings in the Czech Republic. First laboratory tests
were carried out on small samples made from SFRC to design appropriate type and dosage of
fibers. Furthermore, the SFRC segments were produced and laboratory tested. Successful
laboratory tests allowed installation of first test section with SFRC segments in the extension
of metro line A in Prague, which is now under construction. The partial conclusion of this
research will be discussed in more details in the following paper.
1. Úvod
Drátkobeton je nový konstrukční stavební materiál, který v současné době stále častěji začíná
nahrazovat standardní beton a železobeton. Rovnoměrně rozptýlené drátky ztužují strukturu
prostého betonu a mění tak křehký prostý beton na houževnatý drátkobeton. Vhodným
výběrem drátků, jejich zakomponováním do čerstvého prostého betonu při jeho výrobě,
optimálním složením čerstvého betonu a optimálním postupem výroby je možné vyrobit
prefabrikované drátkobetonové dílce ostění, kterými je možné nahradit standardní
železobetonové dílce.
1
Ing. Jaroslav Beňo, Katedra geotechniky, Fakulta stavební ČVUT v Praze, Thákurova 7, 166 29 Praha 6, tel.:
+420 224 354 557, e-mail: [email protected]
18
Využití drátkobetonu pro segmentová ostění tunelů je obecně ve světě rostoucí trend
vzhledem k možným výhodám oproti běžným železobetonovým segmentům (chování,
trvanlivost, požární odolnost, jednoduchá výroba, nižší spotřeba oceli, atd.).
2. Segmentová ostění tunelů
S prováděním mechanizovaných ražeb pomocí štítů úzce souvisí realizace definitivní
konstrukce ze segmentového ostění, které je kruhového tvaru a je budováno bezprostředně na
místě ražby přímo za tunelovacím strojem. Ostění je tvořeno zpravidla železobetonovými
prefabrikovanými segmenty, které jsou do požadované pozice umisťovány pomocí erektoru
(hydraulické rameno v zadní části tunelovacího stroje, které segmenty uchopuje pomocí
podtlaku). Jeden prstenec bývá většinou složen z 5 – 8 tvarově shodných dílců. Závěrečný
dílec (klenák) bývá většinou třetinové velikosti se skosenými čely, kterými se celý prstenec
aktivuje. Během výstavby jsou jednotlivé dílce spojovány pomocí šroubů, které se
s postupující výstavbou demontují a opět využívají. Prostor mezi ostěním a horninovým
masivem se vyplňuje pomocí injektážní směsi.
Segmenty se osazují do ostění až po dosažení požadované pevnosti. Ostění tunelů ražených
plnoprofilovými tunelovacími stroji je kruhové, což je výhodný tvar ze statického hlediska –
zamezuje vzniku velkých ohybových momentů. V běžných geotechnických podmínkách jsou
tedy segmenty tvořící prstenec kruhového ostění tunelu namáhány především tlakem
s poměrně malou excentricitou. V kritických průřezech většinou nedochází k tahovému
namáhání.
Toto však neplatí během výstavby. Segmenty, stejně jako jiné prefabrikovaná konstrukce,
prochází celou řadou zatěžovacích stavů během výroby a osazování (vyndávání z formy,
skladování, přeprava, teplotní namáhání, …). V celé řadě případů je rozhodující zatěžovací
stav posunu tunelovacího stroje vpřed pomocí hydraulických lisů.
Obr. 1 Výroba segmentového ostění
Fig. 1 Production of precast segmental lining
3. Drátkobetonové segmenty
Drátkobeton je konstrukční materiál na bázi cementového kompozitu vyztuženého ocelovými
drátky. Ačkoliv je drátkobeton znám již delší dobu, jeho využití jako ostění tunelů je poměrně
nové. V současné době je drátkobeton využíván zejména pro průmyslové podlahy. Vhodným
výběrem drátků, jejich zakomponováním do čerstvého prostého betonu při jeho výrobě,
19
optimálním složením čerstvého betonu a optimálním postupem výroby je možné vyrobit
prefabrikované drátkobetonové dílce ostění, které mohou nahradit standardní železobetonové
dílce. Největší důraz při výrobě je třeba dát na pokud možno rovnoměrné rozptýlení drátků.
Pro dostatečné překlenutí trhlin by měla délka drátků odpovídat přibližně trojnásobku
maximální velikosti zrna kameniva. Drátky zabraňují rozvoji trhlin na hranicích mezi
jednotlivými zrny kameniva a pro překlenutí trhlin musí být řádně zakotveny. Aby byla
zajištěna dostatečná odolnost proti vytrhnutí drátku, bývají konce drátků mechanicky
upraveny (rozšíření, ohyb, …). Nejběžnější je typ s ohnutými konci. Během vytrhávání drátku
z betonu se musí ohnutý konec deformovat až do zcela rovného tvaru, čímž je odolnost proti
vytrhnutí výrazně zvýšena. V ideálním případě by se měl drátek přetrhnout dříve, než se
vytrhne z betonu (Rivaz 2008).
Pro výrobu drátkobetonových segmentů se většinou používá beton třídy C40-C60. Velmi
důležité je zajistit rovnoměrné rozmístění drátků, dobrou soudržnost drátků s betonem a
dostatečnou zpracovatelnost směsi. Dávkování vláken se určuje pomocí teorie McKee,
minimální množství vláken v kg/m3 betonu závisí na jejich délce a tloušťce. Vzdálenost mezi
vlákny určuje hustotu drátků a tím i kvalitu vyztužení a neměla by být nižší než 0,45 délky
vlákna. Pro co největší homogenitu směsi prochází drátky dávkovacím a rozdružovacím
zařízením.
Vzhledem k tomu, že návrh drátkobetonové konstrukce není žádnou normou stanoven, bude
v následujících bodech popsán obecný způsob návrhu segmentového ostění z drátkobetonu,
jak probíhal na zahraničních projektech. Vychází ze směrnic a doporučení pro navrhování
drátkobetonových konstrukcí a je opřen zejména o vyhodnocení laboratorních zkoušek.





Návrh a laboratorní zkoušky různých drátkobetonových směsí – ve výrobně
prefabrikovaných konstrukcí se zhotoví zkušební tělesa (většinou krychle o hraně
150 mm a trámce o rozměrech 150 x 150 x 700 mm), která zaručí stejný výrobní
postup i kamenivo jako pro výrobu segmentů. Zkušební tělesa jsou vyrobena s různým
dávkováním různých typů drátků. Minimálně se použijí tři typy drátků s třemi různými
dávkami. Vzorky jsou podrobeny laboratorním testům – pevnost v tlaku na krychlích a
pevnost v tahu za ohybu na trámcích. Na základě vyhodnocení zkoušek je předběžně
rozhodnuto o druhu drátků a jejich dávkování.
Inverzní analýza materiálového modelu pro drátkobeton – modelování
drátkobetonových konstrukcí musí probíhat v programech, které používají nelineární
lomovou mechaniku. Vstupní hodnoty materiálových modelů se určí pomocí inverzní
analýzy z laboratorních zkoušek.
Určení geometrie segmentového ostění – jedná se zejména o určení mocnosti ostění
na základě geotechnického zatížení. Určení počtu segmentů v jednom prstenci,
geometrie příčných a podélných spár mezi segmenty a způsob jejich těsnění. Většinou
se používá elestomerová izolace, jejíž těsnost je zaručena stlačením.
Statický výpočet ostění – definování všech zatěžovacích stavů segmentového ostění
(viz: kapitola 2). Návrh vyztužení segmentů na provozní zatížení (geotechnické
zatížení) a ověření únosnosti ostění na ostatní dočasné zatěžovací stavy. Dočasné
zatěžovací stavy by se měly upravit tak, aby se nemuselo měnit vyztužení.
Laboratorní zkoušky segmentů – navržené segmenty je vhodné laboratorně
otestovat. Je vhodné provést dvě zkoušky – zkoušku na zatížení tlačnými lisy
tunelovacího stroje a zkoušku ohybové únosnosti za působení tlaku. Běžně se zkouší
20
dvě drátkobetonové směsi s různým dávkováním drátků. Výjimečně se provádí i
nákladné zkoušky únosnosti celého prstence.
4. Porovnání drátkobetonových a železobetonových segmentů
Deformace drátkobetonu při dosažení pevnosti betonu v tahu nevzroste skokově, ale díky
rovnoměrně rozmístěným drátkům narůstá deformace pozvolna a vzniká více trhlin. To je
způsobeno průběžným aktivováním drátků a jejich postupným vytrháváním z betonu. Velikost
trhlin zůstává nízká. Celková pevnost v tahu (ohybu) je však výrazně nižší než u
železobetonu.
Chování železobetonu je odlišné. Při dosažení pevnosti betonu v tahu nastane nárůst
deformace až do plné aktivace výztuže. Tak vzniknou větší trhliny než u drátkobetonu,
nejčastěji jedna dominantní. Nicméně poté se deformace ustálí a rostou přibližně lineárně až
do dosažení meze kluzu oceli. Ta je výrazně vyšší než pevnost drátkobetonu v tahu. Po
dosažení meze pevnosti oceli v tahu nebo drcení betonu v tlaku dochází k destrukci
konstrukce.
Drátkobetonové segmenty mají výrazně vyšší odolnost proti mechanickému poškození.
Přidáním drátků do betonové směsi dochází k rovnoměrnému a všesměrnému vyztužení
celého prvku a to i při povrchu, hranách a rozích (obr. 2). Tím se výrazně zvyšuje odolnost
segmentů proti odlamování, drolení a nárazu. K poruchám pak dochází mnohem méně často
než u železobetonu. Také mezní tlakové napětí mezi jednotlivými segmenty v prstenci může
být uvažováno vyšší, poněvadž drátky při povrchu dílců jsou schopné unést vyšší příčné tahy
vznikající na jejich kontaktu.
Obr. 2 Odlamování nevyztužených hran železobetonových segmentů [1]
Fig. 2 Spalling of unreinforced edges of traditionally reinforced segments [1]
U železobetonových segmentů je v provozním stavu nutná aplikace jen poměrně malého
množství betonářské výztuže, protože díky kruhovému tvaru prstence dochází převážně
k tlakovému namáhání (tlak s malou výstředností). V mnoha případech tedy není vyztužení
prvku nutné vůbec a bylo by tedy možné použít i prostý beton. Nicméně zvláštní pozornost
musí být věnována zatěžovacím stavům před uvedením do provozu. Především kvůli napětím
vyvolaným zapřením lisů při pohybu tunelovacího stroje vpřed je nutné umístit masivní
radiální vyztužení při hranách a zejména v rozích segmentů. Průběh tahových napětí je složitý
a směrově usměrněnou výztuží se jen špatně zachytává. To má za následek neefektivitu,
21
velkou hmotnost a složitost celkového vyztužení prvků. Do segmentů se umisťuje výztuž ve
formě tzv. ocelového armokoše (obr. 3). Ten se skládá z výztužných sítí při vnějším a
vnitřním povrchu segmentu oddělených přivařenými třmínky. Hlavní funkcí výztužných sítí
při vnitřním a vnějším povrchu je odolat napětím vzniklým při výrobě, skladování a přepravě.
Rohy a hrany segmentů musí odolat zatížením působícím při montáži. Tvar armokoše musí
být kruhový, musí se bez problémů vejít do formy a musí respektovat minimální krytí
výztuže. Výroba ocelového koše je časově náročná a pracná, ve výrobně prefabrikovaných
konstrukcí je zapotřebí zajistit místo pro skladování výztuže a strojně ji vybavit, přesnost
uložení výztuže ve formě je třeba pečlivě kontrolovat. Vyztužení železobetonových segmentů
se běžně pohybuje v rozmezí 80 – 120 kg/m3.
Obr. 3 Klasické vyztužení segmentů prutovou výztuží
Fig. 3 Traditional reinforcement of the segments with steel rebars
Výroba drátkobetonových segmentů je mnohem jednodušší a více mechanizovaná [1].
Dávkovací a rozdružovací zařízení, které je součástí výrobní linky, namíchá drátky do betonu,
kterým se následně vyplní forma. U běžných tunelů dosahuje spotřeba ocelových drátků
většinou 30 – 40 kg/m3 (viz tab. 1).
Výrobní náklady drátkobetonových segmentů vycházejí ve většině případů mírně lépe než
segmentů železobetonových, přestože vlastní materiál (ocelové drátky) je dražší než klasická
betonářská výztuž. Úspory vznikají jednak díky nižšímu množství oceli, nižším nárokům na
práci, manipulaci a skladování. Dále počet segmentů poškozených při montáži je výrazně
nižší a odpadají nákladné opravy či vyměňování poškozených segmentů.
Především díky nižšímu rozevření trhlin jsou drátkobetonové konstrukce lépe chráněny proti
korozi než konstrukce železobetonové. Zahraniční zdroje uvádějí [1,2], že se rozevření trhlin
srovnatelných segmentů sníží z 1mm na méně než 0,2mm. Minimální rozevření trhlin
umožňuje i jejich samohojení. Z tohoto důvodu je životnost drátkobetonových segmentů
uvažována o cca 20% vyšší než u železobetonu, tedy až 120 let [1]. U železobetonových
segmentů musí být dodržena tzv. minimální krycí vrstva, která brání korozi prutové výztuže.
Tato krycí vrstva mívá obvykle mocnost 40 – 50mm dle agresivity vnějšího a vnitřního
prostředí. U drátkobetonových segmentů nemusí být tato vrstva dodržena, protože koroze
výztuže nehrozí. V drátkobetonových segmentech rovněž nevznikají bludné korosivní proudy,
protože drátky jsou krátké a vzájemně se téměř nedotýkají [8].
22
5. Dosavadní aplikace drátkobetonových segmentů
První pokusy o využití drátkobetonu jako konstrukčního materiálu při výstavbě tunelů začaly
v první polovině 70. let 20. století, kdy proběhlo několik zkušebních použití segmentového
ostění z drátkobetonu. V roce 1982 nastal výraznější nárůst využití drátkobetonu pro
prefabrikované segmentové ostění tunelů. V jižní Itálii a na Sicílii bylo vybudováno několik
vodovodních tunelů právě s tímto systémem ostění (celkem cca 20 km). Tato technologie se
osvědčila a v roce 1992 byl poprvé použit drátkobeton pro výstavbu dopravního tunelu.
Jednalo se o prodloužení Neapolského metra v Itálii.
Za zmínku stojí i výzkum drátkobetonových segmentů v Československu (Krátký a kol.
1999). V letech 1984 – 1988 byly provedeny série zkoušek na prefabrikovaném ostění sběrné
kanalizační štoly kruhového průřezu o průměru 3,6 m. Prstenec byl složen ze šesti dílů o
tloušťce 200 mm, navzájem spojených na pero a drážku. Dávkovalo se poměrně hodně drátku
(98 kg/m3), drátky byly hladké a přímé. Byly provedeny zkoušky jednotlivých segmentů i
celých prstenců. Zkouškami bylo ověřeno několikanásobné překročení požadované únosnosti
a únosnost srovnatelná s železobetonovými segmenty. Zkouškami oblasti styku jednotlivých
prvků byla doložena mnohonásobně vyšší spolehlivost proti mechanickému poškození. Stejné
zvýšení bylo prokázáno i v oblasti hran prvků. Tyto skutečnosti jednoznačně potvrdily
podstatné snížení potřebných oprav [5].
Od doby prvních zkoušek a aplikací byly drátkobetonové segmenty úspěšně nasazeny na
několika desítkách projektů (Vandewalle 2005, Froněk 2011), především v rámci Evropské
Unie, ale i jinde ve světě (Austrálie, USA, Brazílie, atd.). Převážně se stále jedná o tunely
menších profilů (vodovodní, plynovodní či teplovodní tunely), v některých případech jde o
úseky metra (Londýn, Barcelona, Neapol, Sao Paulo, Madrid, Janov) nebo o železniční tunely
(Channel Tunnel Rail Link, Oenzberg, atd.). Začínají se také objevovat první aplikace
drátkobetonových segmentů pro silniční tunely - Brisbane Airport Link vnitřního profilu
11,34 m (Harding a Chappell 2012), Yokohama Circular Route Northern Section vnitřního
profilu 11,5 m (Tsuno a kol. 2011). Přehled některých projektů se základními údaji je uveden
v Tab. 1.
Tabulka 1 Přehled projektů tunelů s drátkobetonovými segmenty
Table 1 Overview of tunnel project with SFRC segments
Celková
délka
[km]
Vnitřní
profil
[m]
Množství
drátků
[kg/m3]
Prutová
výztuž
ne
2014
43,0
3,5
3
5,8
6,2
12
10
40
1995
18,0
4,8
5,2
40
25
30 a 25
25
ne
ano
ano
ano
Zavazadlový
1995
1,4
4,5
30
ne
Velká
Británie
Metro
1999
2,4
4,45
30
ne
Velká
Británie
Železniční
2007
48,0
7,15
30
ne
Název projektu
Země
Účel
1
2
3
4
5
6
Abatemarco
Fanaco
Neapolské metro
Metro Janov
Barcelona - linie 9
Madrid metro
Itálie
Itálie
Itálie
Itálie
Španělsko
Španělsko
Vodovodní
Vodovodní
Metro
Metro
Metro
Metro
7
Heathrow - zavazadlový
Velká
Británie
8
Jubilee Line Extension
9
Channel Tunnel Rail Link
23
Uvedení
do provozu
10
Heathrow - HexEx
Velká
Británie
Železniční
2008
3,2
5,675
30
ne
11
Heathrow - PiccEx
Velká
Británie
Metro
2008
3,2
4,5
30
ne
12
Heathrow - SWOT
Velká
Británie
Vodovodní
2006
4,0
2,9
30
ne
13
Prodloužení DLR
Velká
Británie
Železniční
2009
3,6
5,3
14
Portmouth
Velká
Británie
Vodovodní
8,0
2,9
15
16
17
18
19
20
21
22
23
25
26
27
28
29
Sorenberg
Oenzberg - TBM
Oenzberg - štít
Hachinger Stollen
Hofoldinger Stollen
Wehrhahnlinie Düsseldorf
Teplovod v Kodani
Kanalizace Big Walnut
San Vicente
Brightwater East
Brightwater Central
Brightwater West
La Esperanza
Sao Paulo metro
Švýcarsko
Švýcarsko
Švýcarsko
Německo
Německo
Německo
Dánsko
USA
USA
USA
USA
USA
Ekvádor
Brazílie
Plynovodní
Železniční
Železniční
Vodovodní
Vodovodní
Metro
Teplovodní
Kanalizační
Vodovodní
Kanalizační
Kanalizační
Kanalizační
Vodovodní
Metro
2002
2004
2004
1998
2007
2014
2009
2008
2006
2010
2010
2010
2002
5,2
0,1
1,0
7,0
17,5
40
30
60
ne
ano
ne
3,9
4,8
13,2
4,2
9,7
6,4
15,5
1,5
3,8
11,4
11,4
2,2
2,9
8,3
4,2
3,7
2,6
5
4,7
3,7
4
8,43
40
30
35
35
30
35
40
35
30
35
ne
ne
ne
ano
ne
ne
ne
ne
ne
30
Gold Coast
Austrálie
Průmyslový /
vodovodní
2008
4,2
2,8
35
ne
31
Hobson Bay
Nový
Zéland
Kanalizační
2009
3,0
3,7
40
ne
32
Lesotho Highlands
Jižní Afrika
Vodovodní
1995
0,1
50
ne
33
STEP Abu Dhabi
Spojené
Arabské
Emiráty
Kanalizační
2014
15,6
5,5
30
ano
34
35
36
Štoly MRT Line
Železniční tunely Singapur
Brisbane Airport Link
Singapur
Singapur
Technologický
Železniční
1,4
5,8
5,8
30
35
ne
ne
Austrálie
Silniční
4
11,34
Obr. 4 Drátkobetonové ostění na prodloužení metra V. A. v Praze (foto: Ing. Linda Vydrová)
Fig. 4 SFRC segmental lining in Prague metro (foto: Ing. Linda Vydrová)
V rámci výzkumu Fsv ČVUT v Praze a firmy Metrostav a.s. byl na právě budované stavbě
prodloužení metra V. A. v Praze osazen zkušební úsek s drátkobetovými segmenty.
24
Dávkovány byly drátky Dramix v množství 40 kg drátků na 1m3 betonu. Celkem bylo
osazeno 10 drátkobetoonových prstenců, tj. 15m ostění (obr. 4). Segmenty byly osazeny
v pravé tunelové troubě v červu 2012 mezi budoucími stanicemi Veleslavín a Červený vrch.
6. Zkoušky drátkobetonových segmentů
V současné době provádí FSv ČVUT ve spolupráci firmou Metrostav a.s. výzkum
drátkobetonových segmentů pro tunelová ostění. V rámci výzkumu jsou realizovány
zatěžovací zkoušky drátkobetonových segmentů v Kloknerově ústavu. Pro odlévání segmentů
jsou využívány formy z výstavby prodloužení trasy V. A. pražského metra.
V úvodních fázích výzkumu byla vyrobena a odzkoušena řada vzorků pro porovnání a výběr
vhodného složení drátkobetonové směsi. Byl zkoušen různý typ drátků (Dramix a Tri-treg)
v různém dávkování (50kg a 70 kg drátků na 1m3 betonu). Laboratorní zkoušky probíhaly na
krychlích o hraně 150mm pro určení tlakové pevnosti a na trámcích o rozměrech 150/150/700
pro určení pevnosti v tahu za ohybu. Na základě laboratorních zkoušek byla provedena
inverzní analýza pro zjištění parametrů pokročilého materiálového modelu založeného na
lomové mechanice. Na základě těchto výsledků byly v prefě firmy Doprastav a.s. v Senci na
Slovensku vyrobeny drátkobetonové segmenty.
Drátkobetonové segmenty byly zkoušeny v roce 2011 a 2012 v Kloknerově ústavu v Praze.
Byl proveden komplexní soubor testů drátkobetonových segmentů v měřítku 1:1. Zkoušky
byly provedeny na dva hlavní dimenzační zatěžovací stavy – zatížení horninovým +
hydrostatickým tlakem a na tlačnou sílu lisů tunelovacího stroje. Ostatní zatěžovací stavy jsou
v praxi upraveny tak, aby nebyly rozhodující pro vyztužení segmentů.
Rozhodující pro návrh segmentů není mezní stav únosnosti, ale mezní stav použitelnosti.
Z mezního stavu použitelnosti rozhoduje vodonepropustnost ostění. Ta je u segmentového
ostění zaručena vodonepropustností samotného betonu a těsněním příčných a podélných spár
ostění. Limitujícím faktorem pro návrh ostění je proto síla, při které se vytvoří trhlina
prostupující celou šířku segmentu. Z tohoto důvodu se mohou dobře uplatnit výhody
drátkobetonu, který má vyšší pevnost na mezi vzniku makrotrhliny než železobeton.
Železobeton má naproti tomu výrazně vyšší ohybovou únosnost, ale ta se při mezním stavu
použitelnosti neuplatní.
Segmenty byly podrobeny následujícím zkouškám: prostý tlak na závěrný klenák (obr. 5a),
ohyb segmentu kolmo na rovinu segmentu (obr. 5b), prostý tlak jedním břemen na zbytky
segmentů po zkoušce ohybové únosnosti (obr. 5c), prostý tlak na segment dvěma břemeny
(obr. 5d), ohyb segmentu v rovině segmentu (obr. 5e).
25
Obr. 5 Zkoušky provedené na drátkobetonových segmentech (a – tlaková pevnost závěrného
klenáku, b – test ohybové únosnosti kolmo na rovinu segmentu, c – tlaková pevnost na
zbytcích segmentů, d – tlaková únosnost segmentu, e – ohybová únosnost segmentu v jeho
rovinně)
Fig. 5 Realized tests of SFRC segments test (a – compressive strength of key segment, b –
segment bending perpendicular to the segment plane, c – compressive strength of the rest of
the test b, d – compressive strength of the segment, e – segment bending in the segment
plane)
6.1 Simulace zatížení „klenáku“ tlakem při osazování
Předmětem první zkoušky byl jeden segment K prefabrikovaného ostění metra
z drátkobetonu, který byl zkoušen v tlaku ve směru rovnoběžném k podélné ose tunelové
trouby. Toto zatížení experimentálně simuluje účinky štítu TBM při jeho postupu do
horninového prostředí na čelbě budovaného tunelu. Při zkoušce byla zaznamenávána hodnota
působící síly, velikosti deformací měřené osazenými potenciometrickými snímači dráhy a
signály z odporových tenzometrů nalepených na povrch segmentů.
Zkouška probíhala ve zkušebním hydraulickém stroji WPM 6000kN se stupňovitě se
zvyšující tlakovou silou. Působící síla byla zvyšována s přírůstkem 300 kN a mezi
jednotlivými zatěžovacími stupni byl segment odtížen na hodnotu 90 kN. Od hodnoty 4800
kN bylo zatěžování kontinuální.
Při zkoušce K segmentu v tlaku byl zaznamenán výskyt první trhliny při působící síle
odpovídající zatěžovacímu stupni 4200kN. Tato trhlina probíhala přes celou tloušťku
segmentu. Maximální dosažená síla byla 6000kN, kdy došlo k vyčerpání kapacity zkušebního
stroje. Maximální únosnost segmentu K nebyla zjištěna, proto byl segment podroben stejné
26
zkoušce ve zkušebním stroji Amsler 10000 kN. Segment byl zkoušen plynulým zatěžováním
až do porušení, které nastalo náhlým porušením při působící síle cca 7250kN.
V Kloknerově ústavu byla rovněž provedena zkouška železobetonového K segmentu v tlaku.
Geometrie segmentů byla shodná. Shodné bylo i uspořádání zkoušky. Jediný rozdíl byl, že
zkouška železobetonového segmentu probíhala včetně těsnící gumy. K první trhlině došlo při
síle odpovídající zatěžovacímu stupni 3300 kN. Trhlina probíhala přes celou tloušťku
segmentu. Maximální dosažená síla byla cca 5870 kN. Při této síle došlo k odloupnutí velké
části krycí vrstvy betonu u vnitřního povrchu klenáku.
Obr. 5 Zkoušky K segmentu v tlaku (osazení segmentu ve zkušebním stroji, detail lomové
plochy) [3]
Fig. 5 Laboratory test of key-segment in compression (positioning segment in the test
machine, detail of failure surface) [3]
6.2 Simulace ohybové únosnosti při zatížení horninovým a hydrostatickým tlakem
Segmenty byly zatěžovány v rovině kolmé k podélné ose tunelu kolmo na rovinu segmentu.
Zkouška simulovala zatížení ohybovým momentem při zatížení horninovým a hydrostatickým
tlakem. Segment byl osazen konvexně, spodní hrany byly podloženy kluznými podporami,
které umožňovaly vodorovný pohyb a zabraňovaly svislému pohybu. Segment byl zatěžován
rovnoměrným zatížením po celé délce vrcholu klenby (obr. 6). Celá zkouška byla řízena
přírůstkem deformace, aby byl získán celý pracovní diagram včetně sestupné větve. Konec
zkoušky nastal, když se segment porušil svojí vlastní tíhou.
Tvorba prvních trhlin probíhala na spodní straně segmentu v poměrně širokém pásu pod
působícím zatížením. Trhliny se postupně šířily v tomto pásu, až došlo k propagaci trhlin do
jedné dominantní trhliny a následně došlo k destrukci zkoušeného segmentu. K porušení
segmentu došlo při maximální síle mezi 100 a 150kN. Celkem byly vyzkoušeny čtyři
segmenty.
27
Obr. 6 Zkouška ohybové únosnosti segmentu (osazení segmentu ve zkušebním stroji, detail
lomové plochy) [3]
Fig. 6 Test of bending load capacity (positioning segment in the test machine, detail of failure
surface) [3]
6.3 Simulace rovnoměrného zatížení tlačnými lisy při posunu stroje na zbytcích
segmentů po zkoušce ohybové únosnosti
Při dané zkoušce byly zkoušeny zbytky segmentů, které vznikly při ohybovém zatěžování
segmentů kolmo na rovinu segmentu. Zbytky segmentů byly zatěžovány prostým tlakem ve
svislém směru. Působící síla byla zvyšována s přírůstkem 600 kN a mezi jednotlivými
zatěžovacími stupni byl vzorek odtížen na hodnotu 200 kN. Zbytek segmentu byl zatěžován
až do vyčerpání únosnosti. Daným způsobem bylo zkoušeno šest zbytků segmentů.
Na rozdíl od předchozí zkoušky byl segment zatěžován ve svislé poloze, a proto byl dobře
pozorovatelný vznik trhlin na vnitřním i vnějším líci segmentu. První trhliny se lokalizují na
vnitřním povrchu nad nikou pro šroub. Dále se trhliny šíří nikou většinou podél jedné hrany.
Je evidentní, že oslabení nikou působí nepříznivě a vede k lokalizaci napětí do hran. Lze tedy
konstatovat, že hranatý tvar nik je nevhodný, oblý tvar by byl vhodnější. Během dalšího
zatěžování se trhliny rozvíjely směrem dolů v jednom nebo více pásech pod nikou, nebo
mírně stranou. Postupně se všechny trhliny rozevíraly, teprve pak se výrazně lokalizovala
jedna z nich, kde následně nastalo rozštípnutí prvku příčnými tahy (obr. 7).
Obr. 7 Zkouška tlakové únosnosti na zbytcích segmentů (osazení segmentu ve zkušebním
stroji, segment po porušení vnitřní líc, segment po porušení vnější líc)
28
Fig. 7 Compression test of the rest segments (positioning segment in the test machine, detail
of failure) [3]
6.4 Simulace rovnoměrného zatížení tlačnými lisy při posunu stroje
Zkouška simulovala ideální působení tlaku lisů tunelovacího stroje na ostění při jeho posunu.
Segmenty byly zatíženy silou rovnoběžnou s podélnou osou tunelové trouby. Zkouška byla
uspořádána tak, že segment by zatěžován ve střednicové rovině (obr. 8). Působící síla byla
zvyšována v jednotlivých zatěžovacích krocích vždy o hodnotu 1200kN a mezi jednotlivými
zatěžovacími stupni byl segment odtížen na hodnotu 400kN.
Tomuto typu zkoušky byly podrobeny dva segmenty. První trhlina vznikla u obou vzorků při
zatěžovacím stupni odpovídající síle 3600kN. Dále probíhal rozvoj trhlin mezi zatěžovacími
břemeny převážně na vnějším líci segmentu. Trhlina probíhající přes celou tloušťku segmentu
vznikla při zatěžovací síle 6000kN a 6600kN. Maximální dosažená síla byla 9000kN a
9300kN. Oba segmenty se porušily rozštípnutím segmentu mezi dvěmi působícími silami.
Obr. 8 Zkouška tlaku lisů tunelovacího stroje [3]
Fig. 8 Test of segments compressive strength [3]
Uspořádání zkoušky bylo obdobné jako v předchozím případě, proto byl obdobný i charakter
porušení. Zásadní výhodou této zkoušky byla možnost sledování namáhání segmentu v
prostoru mezi zatěžovanými místy. Pro tento prostor byl charakteristický vznik tahových
namáhání. Trhliny (nejčastěji jedna malá trhlina) se v této části objevily v raných fázích
zatěžování. S rostoucím zatížením se již trhlina nerozevírala, omezovala se výhradně na okraj
segmentu a rovněž nebyla významná pro snížení únosnosti prvku. Vznik trhliny mezi
zatěžovacími místy byl pouze lokální záležitostí, a to přesto, že tato trhlina vznikala jako
jedna z prvních. Další rozvoj trhlin byl prakticky identický s případem, kdy bylo zatěžováno
jen jedno místo, pouze probíhal téměř paralelně pod oběma zatěžovacími místy. Obvykle byl
rozvoj trhlin v okolí jednoho zatěžovacího místa o jeden zatěžovací krok zdržen za druhým
místem, což na rozdíl od teorie odpovídalo nahodilostem materiálových charakteristik i
náhodné excentricitě zatížení. Zkouška končila možnostmi zatěžovacího stroje, který vyvine
celkové zatížení do 9 MN, tedy na jedno zatěžovací místo připadala maximální síla 4,5 MN,
což je nižší hodnota oproti únosnosti segmentu. Dosažení celkové únosnosti segmentu bylo u
předchozího typu zkoušky, kdy bylo zatěžováno pouze jedno místo.
29
6.5 Simulace nerovnoměrného zatížení tlačnými lisy při posunu stroje
Zkouška byla konfigurována jako ohyb segmentu v jeho rovině. Zkouška měla simulovat
nepřesné geometrické smontování předcházejícího prstence. To má za následek
nerovnoměrné podepření montovaného prstence. Segment byl zafixován pomocí krajní a
střední podpory a druhá krajní podpora byla vynechána. Segment byl zatěžován ve
střednicové rovině v krajním nepodepřeném působišti. Zkoušený segment byl podepřen a
zatížen jako vysoká konzola (obr 9).
Zatěžování segmentu probíhalo zvyšující se silou bez odtěžování s přírůstkem síly 100kN až
do porušení segmentu. Celkem byly odzkoušeny čtyři drátkobetonové segmenty
s dávkováním drátků 40kg a 50kg drátků na 1m3 betonu.
První trhliny v segmentu začaly vznikat při nízkém zatěžovacím stupni většinou na hodnotě
300kN. Segment se začal porušovat téměř přesně ve své polovině, kde je segment oslaben
nikou pro spojovací šroub. Dále vznikala řada nepatrných trhlin rovnoběžných s osou tunelu.
Následně došlo k rozvoji dominantní trhliny a segment se porušil. Dosažená únosnost byla
okolo 600kN. Podobná únosnost okolo 600kN byla dosažena i u železobetonových segmentů.
Vznik trhliny přes celou tloušťku segmentu byl pozdější u drátkobetonu na hodnotě 500kN. U
železobetonu to bylo při hodnotě 400kN.
Obr. 9 Zkouška ohybem v rovinně segmentu (osazení segmentu ve zkušebním stroji, detail
porušení) [3]
Fig. 9 Test of segment bending load capacity in segment plane (positioning segment in the
test machine, detail of failure)
6.6 Zhodnocení zkoušek drátkobetonových segmentů
Výsledky zkoušek jsou shrnuty na následující tabulce.
30
Tabulka 2 Přehled výsledků laboratorních zkoušek drátkobetonových segmentů [3]
Table 2 Overview of laboratory test of SFRC segments [3]
Zatížení
ohybem v
vině segmentu
Zatížení prostým tlakem
Zatížení ohybem
kolmým na rovinu
segmentu
Segment Množství drátků
Přírůsek síly
Odtížení na
hodnotu síly
Vznik trhliny
přes celou
tloušťku
segmentu
Maximální
dosažená síla
označení
[kg/m3]
[kN]
[kN]
[kN]
[kN]
S1
40
kontinuálně
neodtěžováno
-
115
S2
50
kontinuálně
neodtěžováno
-
106
S3
40
kontinuálně
neodtěžováno
-
124
S4
50
kontinuálně
neodtěžováno
-
154
K
50
300
90
4200
7247
S1 - L
40
600
200
6000
6600
S2 - L
50
600
200
4800
7500
S3 - L
40
600
200
6000
6600
S3 - P
40
600
200
6000
7480
S4 - L
50
600
200
5400
8300
S4 - P
50
600
200
6000
7900
S5
40
1200
400
6000
9000
S6
50
1200
400
6000
9300
S11
50
100
neodtěžováno
200
500
S12
50
100
neodtěžováno
300
753
S13
40
100
neodtěžováno
300
629
Výsledky zkoušek daly reálnou představu o chování drátkobetonového ostění i o jeho
únosnosti a použitelnosti. Z hlediska mezního stavu použitelnosti lze spatřovat největší
výhodu ve větším rozptýlení trhlin a pozdějšímu vytvoření trhliny přes celou šířku segmentu
než u železobetonu a tím k menšímu riziku ovlivnění vodonepropustnosti ostění. U
drátkobetonových segmentů bylo možné pozorovat vznik řady menších trhlin, z nichž jedna
trhlina se začala rozšiřovat a následně došlo ke ztrátě únosnosti celého segmentu.
Železobetonové segmenty se porušovaly odlišně. Vznikala jedna dominantní trhlina, které se
začala rozvětvovat až při dosažení vysokého napětí. Mezní únosnosti nebylo dosaženo, ale
segment nevyhovoval z s ohledem na rozevření trhlin. Ohybová únosnost železobetonových
segmentů je výrazně vyšší než u drátkobetonových. Výsledky zkoušek prokázaly, že
drátkobetonové ostění může v některých případech nahradit ostění železobetonové.
Obecně z výsledků laboratorních zkoušek lze konstatovat, že dávkování 40 nebo 50 kg/m3
vede ke srovnatelným výsledků. S ohledem na velmi malý počet zkoušek nelze zkoušky
věrohodně statisticky vyhodnotit. Lze však konstatovat, že použití vyššího dávkování drátků
vede k problémům při výrobě s rovnoměrným rozptýlením drátků v betonu. To ukazují i
výsledky zkoušek. Např. zkouška ohybové únosnosti segmentu, kdy byly zkoušeny 4
31
segmenty, dva s dávkováním 40 kg/m3 a dva s dávkováním 50 kg/m3. Nejvyšší a nejnižší
únosnosti bylo dosaženo u segmentů s dávkováním 50 kg/m3 (viz tab. 2). U segmentů
s dávkováním 40 kg/m3 bylo dosaženo podobné únosnosti. Nabízí se vysvětlení, že beton
s dávkováním drátků 50kg/m3 je obtížněji mísitelný a tudíž výsledky únosnosti dosahují
vyššího rozptylu. Zřejmě byl testován jeden segment s velmi vhodným rozmístěním drátků a
druhý s velmi nevhodným. Vysoká únosnost může být dána nakupením drátků u dolního
povrchu segmentu, tedy v tažené oblasti prvku a tím výrazně zvýšit ohybovou únosnost.
Tento fakt může být způsoben například intenzivní vibrací betonové směsi při výrobě. Tento
jev není příznivý, neboť lze předpokládat, že při namáhání v opačném směru bude únosnost
segmentu snížena. Ve skutečnosti jsou segmenty namáhány o obou směrech.
7 ZÁVĚR
V zahraničí je drátkobeton stále častěji využíván jako konstrukční materiál pro prefabrikovaná
segmentová ostění tunelů ražených pomocí tunelovacích stojů. V některých případech je
drátkobeton doplňován běžnou prutovou výztuží, v mnoha případech však již byl využit
drátkobeton zcela bez armokošů z prutové výztuže, což přináší velmi významné zjednodušení
výroby a ekonomickou úsporu.
Drátkobeton má z pohledu prefabrikované výroby a chování materiálu některé výhodnější
vlastnosti než běžně užívaný železobeton:
 Možnost snížení ceny konstrukce ostění tunelu (úspora na oceli i výrobních nákladech
prefabrikátů)
 Nižší nároky na výrobu (odpadá skladování, vázání a osazování výztuže)
 Jednodušší osazení vybavení tunelu (odpadá nebezpečí navrtání výztuže)
 Snížení nebezpečí ulamování hran a rohů segmentů při manipulaci a osazování,
redukce následných oprav
 Delší životnost ostění a nižší nároky na jeho údržbu
Současný výzkum by měl podpořit budoucí aplikace segmentového ostění z drátkobetonu
v České republice.
PODĚKOVÁNÍ
Tato práce byla podpořena grantem Studentské grantové soutěže ČVUT č. SGS OHK1-03/14.
Literatura
[1]
Rivaz B.: Steel fibre reinforced concrete (SFRC): The use SFRC in precast segment
for tunnel lining, WTC 2008, Agra, India, str. 2007 – 2017
[2]
Poh1 J., Tan K. H, Peterson G. L., Wen1 D.: Structural testing of steel fibre reinforced
concrete (SFRC) tunnel lining segments in Singapore, WTC 2009, Budapest, Hungary
[3]
Vokáč M., Bouška P.: Experimental testing of SFRC pre-cast metro segments,
Klokner institute CTU in Prague, 2011 – 2012
[4]
ČSN EN 14651: Zkušební metoda betonu s kovovými vlákny – Měření pevnosti
v tahu za ohybu (mez úměrnosti, zbytková pevnost), 12/2008
[5]
Krátký J., Trtík K., Vodička J.: Drátkobetonové konstrukce – Směrnice pro
navrhování, provádění, kontrolu výroby a zkoušení drátkobetonových kontrukcí,
32
Česká společnost pro beton a zdivo, Česká komora autorizovaných inženýrů a
techniků činných ve výstavbě, 1999
[6]
Hilar M, Beňo J.: Segmentová ostění z drátkobetonu, časopis Tunel, 21. ročník, č.
3/2012, str. 31 – 37, Praha, 2012
[7]
Hilar M., Vítek P.: Experimentální zatěžovací zkoušky drátkobetonových a
železobetonových prefabrikovaných segmentů pro ostění tunelů, časopis Tunel, 21.
ročník, č. 4/2012, str. 54 – 65, Praha, 2012
[8]
Herak P., Schepers R.: Využití vláknobetonu v podzemním stavitelství, CzTA 2012,
Praha, 06/2012
33
POUŽITIE STATICKEJ PENETRAČNEJ SKÚŠKY
PRE URČOVANIE GEOTECHNICKÝCH PARAMETROV
USING STATIC PENETRATION TEST FOR
THE DETERMINATION OF GEOTECHNICAL PARAMETERS
Roman Bulko1
Ladislav Kais2
Jozef Vlček3
Abstrakt
Súčasné trendy geotechnického inžinierstva pri riešení zložitých úloh navrhovania
a posudzovania geotechnických problémov pomocou numerických výpočtových systémov
(Plaxis, Flac, ZSoil, Abaqus, Crisp, Midas), si vyžadujú aj adekvátne určovanie návrhových
parametrov. Okrem sofistikovaných laboratórnych postupov ďalším dôvodom prečo
podporovať využitie terénnych skúšok je súvislé charakterizovanie testovaného profilu,
okamžité vyhodnotenie vlastností a typu zeminy a stanovenie geotechnických parametrov
potrebných pre konštitučné modely zemín. [2], [7]. Z metód testovania in-situ je pre
prostredia tvorené nasýtenými ílovitými a siltovitými zeminami najrozšírenejšia statická
penetračná skúška CPT, skúška s piezohrotom CPTu, seizmickým hrotom SCPTu [1], [6].
Odvodenie vlastností zemín z výsledkov penetračnej skúšky je hodnoverné iba ak sú sondy
realizované spolu s jadrovými vrtmi, doplnené laboratórnymi skúškami. Na príklade dát
získaných z CPT sondovania pri prieskume základových pomerov v trase R1 Nitra, západ Beladice - Tekovské Nemce [3] sú predstavené možnosti určovania geotechnických
parametrov potrebné pre pokročilé konštitučné modely zemín.
Abstract
The actual trends in geotechnical engineering, which address to complex design and
assessment of geotechnical problems by using numerical analysis (by Plaxis, Flac, ZSoil,
Abaqus, Crisp, Midas) require adequate determining of input parameters. In addition to
sophisticated laboratory procedures more reason to support the use of field testing is
continuous characterization of the testing profile, immediate evaluation of the characteristics
and type of soil and determination of geotechnical parameters needed for constitutive models
of soils, [2], [7]. From the testing methods in-situ formed for geological environments
presented by saturated clayey and silty soils, the mostly use method is static penetration test
CPTm, CPTu with piezocone, and seismic cone SCPT [1], [6].
1
Ing. Roman Bulko, Katedra geotechniky SvF Žilinskej univerzity, Univerzitná 8215/1, 010 26 Žilina, Slovakia.
Tel: + 421 41 513 5764, E-mail: [email protected]
2
Ing. Ladislav Kais, Katedra geotechniky SvF Žilinskej univerzity, Univerzitná 8215/1, 010 26 Žilina, Slovakia.
Tel: + 421 41 513 5763, E-mail: [email protected]
3
Ing. Jozef Vlček,PhD. Katedra geotechniky SvF Žilinskej univerzity, Univerzitná 8215/1, 010 26 Žilina,
Slovakia. Tel: + 421 41 513 5763, E-mail: [email protected]
34
Estimation of soil properties based on results of the penetration tests is reliable only if the
probe is made with provided boreholes, supplemented by laboratory tests. The example of the
data obtained from the CPT soundings prospecting foundation conditions along the route R1
Nitra, west - Beladice - Tekovské Nemce [3], presents the possibility of determining
geotechnical parameters needed for advanced constitutive models of soils.
1. Úvod
Pri klasickom spôsobe vykonávanie prieskumu a skúmania základových pomerov jadrovým
vŕtaním a odberom vzoriek pre laboratórne analýzy, sa častokrát pri malom počte vzoriek
jedná o bodové informácie, navyše detailnejšie laboratórne skúšanie je časovo náročné a môže
byť ovplyvnené manipuláciou a výberom vzorky. Aj z tohto dôvodu je dobré v prieskume
kombinovať metódy a používať viac in situ geotechnické skúšky. Dnes sú široko používané
statické penetračné skúšky s mechanickým hrotom Begemann (CPTm), skúšky s piezohrotom
(obr. 1), seizmickým piezohrotom (CPTu, SCPT). V našej geotechnickej praxi sú viac
preferované dynamické penetráčné skúšky typu DPH, DPM – najmä pre heterogénne a veľmi
premenlivé povrchové profily v miestach realizovaných prieskumov. Veľmi zriedkavá u nás
je štandardná penetrácia SPT, ktorá má však vo svete veľmi veľa korelačných vzťahov pre
hodnotenie základových pomerov.
Prednosťou statických penetračných skúšok (CPT) v geotechnickej praxi je priebežné
hodnotenie penetrovaného profilu, kde zaznamenávame odpor hrotu qt a odpor manžety
(trenie plášťa za hrotom) fs, zároveň meriame pórový tlak u1 alebo u2, podľa typu použitého
piezohrotu. Z týchto parametrov vieme odvodiť základné charakteristiky zemín ako sú index
konzistencie - Ic, relatívna uľahnutosť – ID, (Dr) a základné pevnostné parametre ako
deformačný modul Edef, neodvodnená šmyková pevnosť - u (cu), uhol vnútorného trenia ´.
Typical CPT piezocone
Inclinometer
fs - sleeve friction
u b- p ore water pressure
net area ratio aN
q c - measured tip stress resistance
of soil ( cone tip )
q 1 - corrected tip q1 = q c-(1- aN )u b
Obr. 1 Piezohrot pre CPTu sondovanie [5], vpravo ukážka realizácia skúšky s meraním
pórového tlaku pri diaľnici D2 [2]
Fig. 1 Piezocone for CPTu probing [5], right - realization of CPTu probing with measurement
of pore pressure at motorway D2 [2]
35
Metóda CPT sondovania nám však umožňuje odhadnúť aj pokročilé parametre, akými sú
napríklad prekonsolidačný pomer OCR, náchylnosť na stekutenie (liquifaction), koeficient
tlaku zeminy v pokoji K0, prekonsolidačné napätie v zemine σp'; súčiniteľ konsolidácia cv,
efektívny šmykový modul G' a ďalšie. Rovnako tak je známe dobré prepojenie parametrov
CPT sondovania priamo s navrhovaním a posudzovaním medzných stavov plošných a
hlbokých základov (napr. únosnosť základovej pôdy, sadanie základov, únosnosť pilotových
základov).
Na účely výstavby vysokorýchlostnej trasy R1 Nitra západ - Selenec - Beladice - Tekovské
Nemce bol realizovaný podrobný inžinierskogeologický prieskum jemnozrnných neogénnych
zemín v podloží cesty priamymi prieskumnými metódami (jadrové vŕtanie - odber vzoriek laboratórne analýzy) v kombinácii so skúškami in situ – presiometrickým sondovaním vo
vrtoch, statickými CPT a dynamickými DP skúškami.
Hlavným riešiteľom úlohy prieskumu bola spoločnosť GEOFOS s.r.o. [3]. Neogéne zeminy v
podloží úseku novej trasy R1 boli väčšinou íly s vysokou plasticitou CH (CV), íly so strednou
plasticitou CI, piesčité a štrkovité íly CS, CG.
2. Odvodené parametre z CPT sondovania
Je dobre známe, že skúšky CPT sú vhodné pre identifikáciu vlastností jemnozrnných
stlačiteľných zemín v podloží..Prvý parameter, ktorý bol v porovnávaný s laboratórnymi
testami bol index konzistencie zemín určovaný na základe odporu na hrote a pomeru trenia
hrotu a manžety. V súčasnej dobe existujú odlišnosti v hodnotení konzistencie zemín, ktoré
vstúpili do platnosti prijatím nových STN a európskych noriem (ISO 14 688-2 a STN 72
1001), čo znamená, že je lepšie opísať stav zeminy číslom indexu konzistencie a nielen
slovným pomenovaním jej stavu. Rozdiely sú v hraniciach prechodu konzistenčného stavu z
tuhého do pevného a z pevného do tvrdého stavu konzistencie, ako je ukázané na obr. 2.
Obr. 2 Konzistencia jemnozrnných zemín podľa STN a ISO noriem [2]
Fig. 2 Consistency of fine soils by STN and ISO standards [2]
V modelovej lokalite trasy R1 Selenec – Beladice bolo vybraných 906 laboratórnych skúšok
zemín z vrtov, pri ktorých boli realizované statické penetračné skúšky, na základe čoho boli
spresnené geotechnické parametre zemín. Prvou hodnotenou vlastnosťou bolo porovnanie
konzistencie neogénnych zemín skúšaných v laboratóriu s určovanou konzistenciou
prostredníctvom CPT penetrácie empirickými rovnicami. Grafické zobrazenie dát skúšok je
na obr. 3. Pri porovnaní hodnôt konzistencie zemín z CPT skúšky odvodenej priamo iba
z odporu zeminy na hrote qc, [2, 8] bez zohľadnenia ostatných parametrov, akými sú trenie
manžety a aktuálna hĺbka pod povrchom ukazujú na mierne vyššie hodnoty indexov
konzistencie (v grafe Ic CPT). Na základe tejto analýzy bola nájdená nová korelačná rovnica
(1), podľa ktorej prepočítané indexy konzistencie (v grafe Ic, new) sa lepšie približujú
36
laboratórne určeným hodnotám. Do súboru dát boli vybrané neogénne sedimenty tried CS, CI,
CH.
F
I C  0,7156 ln q c   0, 2 R
d
(1)
kde:
qc - je odpor hrotu (cone tip) v [MPa] v aktuálnej hĺbke pod povrchom d [m],
FR - je trecí pomer vypočítaný z (2), ktorý je pomerom trenia plášťa fs a odpor hrotu
zníženého o geostatické vertikálne efektívne napätie σv [MPa] v mieste sondovania.
FR  f s / q c   v  .
(2)
Obr. 3 Konzistencia stanovená laboratórne a CPT sondovaním
Ďalším dôležitým parametrom odvodeným zo skúšok CPT je modul pretvárnosti (deformačný
modul) normálne konsolidovanej ílovitej zeminy odvodený z penetračného odporu qc, Drusa
(2012):
3
2
(3)
E def  - 0,0312q c + 0,796q c - 1,338q c + 3,526
Dobré výsledky boli potvrdené pri použití CPT sondovania pre určenie relatívnej uľahnutosti
ID piesčitých a štrkovitých zemín podľa vzťahu (4):
I D  28,678 ln( q c ) - 3,5412
(4)
3. Pokročilé parametre z CPT sondovania
Aj v kotlinných reliéfoch sa stretávame so značnou rozmanitosťou vlastností zemín
v povrchovom profile, čo je zapríčinené minerálnym zložením, veľkosťou častíc, rozdielnou
vlhkosťou. Okrem toho vrstvy zemín sa odlišujú geologickým pôvodom (morské, ľadovcové,
fluviálne, jazerné, eolitické, deluviálne, organického zeminy atď.), ktoré prešli dlhým
obdobím zmien v prostredí, hydrologickými, chemickými a tepelnými procesmi. Tieto
aspekty sú príčinné v správaní sa zemín a väčšinou sa vzťahujú k počiatočnej geostatickej
napätosti, ktoré ovplyvňujú deformačné správanie sa vrstiev zemín, drenážne schopnosti,
konsolidačný proces. Z literatúry sú známe odvodené vlastnosti z SPT, CPT a DP sondovania,
pre určovanie geotechnických parametrov pre kvantifikáciu správania sa zeminy v
technických podmienkach. Tieto zahŕňajú parametre akými sú napríklad číslo pórovitosti (e0),
37
pórovitosť (n), objemová hmotnosť (ρ), stupeň prekonsolidácie (OCR), parametre šmykovej
pevnosti (´', cu = u), parametre tuhosti (E', D', K'), prekonsolidačný tlak σp', koeficient
konsolidácie cv, koeficient filtrácie kf, súčiniteľ dotvarovania, modul reakcie podložia ks,
koeficienty zemných tlakov Ka, K0, KP, Poissonovo číslo ν', uhol dilatancie ψ, podiel nárastu
pretvorenia α, a ďalšie.
Jedným z najdôležitejších parametrov konštitučných modelov zemín je hodnota
prekonsolidačného napätia σp', (6), ktorú môžeme stanoviť z CPTu sondovania, Mayne,
(2007):
 P '  0,75(q c - u 1 );
 P '  0,60(q c - u 2 )
 P '  0,33(q c -  V 0 );
(5)
(6)
(7)
Rovnica (5) sa použije pri meraní pórového tlaku v hrotovej časti u1, pri použití filtračného
krúžku v manžetovej časti meriame - u2 (za hrotom) a použijeme rovnicu (6). V neporušených
íloch a siltoch sa dá použiť odhad prekonsolidačného napätia podľa (7), ktoré dokážeme
získať z odporu na hrote qc, [9], pričom v0 je pôsobiace vertikálne napätie v mieste
sondovania.
Ďalším dôležitým parametrom je stupeň prekonsolidácie OCR, ktorý vyjadruje pomer napätia
prekonsolidácie a efektívneho napätie v zemine σp'/σvo'. Po vykonaní CPTu skúšky a po
výpočte prekonsolidačného napätia, pomer OCR môžeme odhadnúť podľa vzťahu (8), Mayne
(2007):
 '
OCR  p ;
(8)
 vo
Ak získame uhol vnútorného trenia ' z CPT skúšky (odporu hrotu) potom môžeme vyčísliť
koeficient tlaku zeminy v pokoji K0 (9), môže vypočítať zo vzťahu:
K 0  1  sin  'OCR sin  '
(9)
Zaujímavé určenie uhlu vnútorného trenia zeminy ' pre rôzne typy zemín z výsledkov
statickej penetrácie v Nórsku [6]. Z princípu efektívneho napätia pri medznej plasticite je
získavaný efektívny uhol trenia pre všetky typy zemín. Podľa tejto teórie je efektívny uhol
trenia ϕ' a efektívna súdržnosť c' zemín z CPTu dát [6] vyčísľovaná pre každý riadok
záznamu podľa empirickej rovnice:
 '  29,5 Bq 0,121 0,256  0,336 Bq  log(Q )  ,
(9)
kde:
Q = (qc - σvo)/σvo' je parameter pórového tlaku,
Bq = (u2-u0)/(qC-σvo) je koeficient pórového tlaku, pričom u2 je pórový tlak meraný za
hrotovou časťou a u0 je hydrostatický tlak.
4. Záver
Schopnosť určovať pokročilé geotechnické parametre zo statických penetračných skúšok CPT
je nesporným prínosom a rozšírením ich použitia. K zdokonaľovaniu techniky sondovania sú
38
skúšané nové modifikácie hrotu Siesmic CPT, Visual CPT, alebo hrot s kontinuálnym
meraním vlhkosti CPTTDR. Tieto nové prieskumné metódy bude potrebné kalibrovať
a porovnávať, aby ich výpovedná hodnota bola čo najspoľahlivejšia. V budúcnosti sa autori
budú venovať korelácií prezentovaných parametrov vo vzťahu na posudzovanie
geotechnických konštrukcií alebo priamo pri využití týchto údajov pre numerické analýzy.
Z inžinierskogeologického hľadiska je preukázateľné, že poznatky o miestnych vlastnostiach
jemnozrnných zemín získané penetračným sondovaním sú unikátne, avšak rozšíriteľné za
určitých podmienok aj na podobné lokality, kde prispejú k odhaľovaniu rizík a nástrah
v horninovom prostredí [4, 10], ktorými sú potenciál stekutenia pri seizmických otrasoch,
prekosolidácia, napúčavosť a pod.
Literatúra
[1] DECKÝ M., DRUSA M., A KOL.: Navrhovanie a kontrola kvality zemných konštrukcií
inžinierskych stavieb. Krupa Print ISBN 978-80-970139-1-2.
[2] DRUSA M. Improvement in Evaluation of Neogenous Soils by CPT Testing, Proceedings
of SGEM 2012, ISSN 1314-2704 Vol II. p.151-158 DOI: 10.5593/sgem2012
[3] FUSSGÄNGER, E., Engineering-geological survey for high-speed route R1 Selenec Beladice, Final Report 430-1/2007, Geofos LTd. 2008
[4] MARSCHALKO, M., YILMAZ, I., KRISTKOVA, V., MATEJ, F., BEDNARIK, M.,
KUBECKA, K., 2011. Determination of actual limit angles to the surface and their
comparison with the empirical values in the Upper Silesian Basin (Czech Republic).
Engineering Geology. DOI: 10.1016/j.enggeo.2011.10.010
[5] MAYNE, P. W., CHRISTOPHER, B.R., DELONG, J., Manual of Subsurface
Investigations, National Highway Institute, FHWA NHI-01-031, Washington DC, 2001
[6] MAYNE, P. W., Cone Penetration Testing State of Practice, Final Report NCHRP Project
20-05, Transportation Research Board, Washington 2007
[7] JAMIOLKOWSKI, M. AND M. C. PEPE, "Vertical Yield Stress of Pisa Clay from Piezocone
Tests", Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, Vol. 127, No. 10,
2001, pp. 893-897.
[8] Research project VEGA No. 1/4215/07 (2009) Evaluation of penetrating methods for
determining the deformation properties of subsoil of transport constructions and their
verification in geotechnical practice
[9] ROBERTSON, P.K., 1990. “Soil Classification Using the Cone Penetration Test.”
Canadian Geotechnical Journal, Vol. 27, No. 1, 151-158.
[10]Yilmaz, I. and Kaynar, O., 2011. Multiple regression, ANN (RBF, MLP) and ANFIS
models for prediction of swell potential of clayey soils. Expert Systems with Applications
38 (5): 5958-5966
39
PODPORA VĚDECKO-VÝZKUMNÉ SPOLUPRÁCE V RÁMCI
GEOTECHNICKÉ SEKCE PROJEKTU OKTAEDR – PARTNERSTVÍ
A SÍTĚ STAVEBNICTVÍ
SUPPORT OF RESEARCH COOPERATION WITHIN THE
GEOTECHNICAL SECTION OF THE PROJECT OKTAEDR –
PARTNERSHIP AND NETWORKS IN CIVIL ENGINEERING
Helena Brdečková
ABSTRAKT
V rámci OP VK prioritní osy 7.2. oblasti podpory Partnerství a sítě Ústav geotechniky VUT
FAST v Brně spolupracuje s Fakultou stavební VŠB TU Ostrava a s dalšími geotechnickými
firmami na Moravě. Jsou připravovány projekty TAČR, je podporována spolupráce vysoké
školy s externími subjekty při zadávání a zpracovávání bakalářských, diplomových
a dizertačních prací, studenti a akademičtí pracovníci mohou vyjíždět na stáže, jsou
připravovány tématické geologické a geotechnické workshopy.
ABSTRACT
Within the priority axis of the Education for Competitiveness Operational Programme (ECOP)
- 7.2 Partnerships and networks, Institute of Geotechnics Faculty of Civil Engineering BUT
cooperates with VŠB-Technical University of Ostrava and other geotechnical companies
in Moravia. Within this project the following activities are supported: preparation of the TACR
projects, cooperation between university and other subject in specification and solution of
bachelor's, master's and doctoral theses, research fellowships for students and academic
workers and organizing of thematic geological and geotechnical workshops.
1. Úvod
Projekt OKTAEDR – partnerství a sítě stavebnictví je dvouletým projektem Operačního
programu Vzdělávání pro konkurenceschopnost v oblasti podpory 7.2.4 Partnerství a sítě
v rámci prioritní osy Terciérní vzdělávání, výzkum a vývoj. OKTAEDR je zaměřen na tvorbu
a udržování partnerské sítě mezi vysokými školami, vědeckovýzkumnými pracovišti a
partnery z oblasti podnikatelského sektoru ve stavebnictví. Cílem projektu OKTAEDR je
rozvoj vzájemné spolupráce a vytváření nových podmínek pro přenos informací mezi
výzkumem a stavební praxí.
2. OKTAEDR GTN
Geotechnická sekce projektu OKTAEDR připravuje stáže a workshopy především
ve spolupráci s brněnskými geotechnickými podnikatelskými subjekty a s Katedrou
1
Ing. Helena Brdečková, Vysoké učení technické v Brně, Fakulta stavební, Ústav geotechniky, Veveří 95, 602 00
Brno, [email protected]
40
geotechniky a podzemního stavitelství stavební fakulty VŠB-TU Ostrava. Spolupráce se
rozvíjí také v oblasti zadávání a konzultování geotechnických bakalářských a diplomových
prací studentů brněnské stavební fakulty. Zájmu studentů i geotechnické veřejnosti se těší
geologické a geotechnické workshopy pořádané v rámci projektu.
Obr. 1. Práce v geotechnické laboratoři na studentské stáži
Obr. 2. Měření membránovým objemoměrem na studentské stáži
41
3. Stáže OKTAEDRu GTN
Velkým přínosem pro studenty i pro akademické a vědeckovýzkumné pracovníky stavební
fakulty je účast na stážích jak ve spolupracujících firmách, tak na vysokých školách
Obr. 3. Geofyzikální měření prováděné stážistou
Obr. 4. Dynamická zatěžovací zkouška – část stáže věnovaná polním zkouškám
42
tuzemských i zahraničních. Praktické zkušenosti s realitou geotechnické praxe mohlo na dvou
až třítýdenních stážích v prováděcích firmách získat 6 studentů magisterského studia.
Krátkodobých třídenních stáží organizovaných především ve spolupráci s ostravskou
Katedrou geotechniky a podzemního stavitelství se účastnilo 11 studentů a zaměstnanců
brněnské fakulty. V rámci zahraničních stáží vyjelo několik studentů doktorského studia a
akademických pracovníků vyjet na zahraniční vysokoškolská pracoviště.
4. Geologické a geotechnické workshopy
Geotechnická sekce OKTAEDRu připravila ve spolupráci s brněnskými geotechnickými
firmami, s VŠB TU Ostrava a s Ústavem geoniky AV ČR v Ostravě řadu geologických a
geotechnických workshopů, např.
 Geologická exkurze do Lichnova, na Venušinu sopku a na Uhlířský vrch
 Geologický workshop na lokalitu Hády v Líšni
Obr. 5. Část geologického workshopu na Hádech věnovaná regionální geologii oblasti
Obr. 5. Geologický workshop na Hádech – ukázka hádského slepence
43




Geologický workshop v Hrubém Jeseníku
Workshop Historie hornictví v západních Čechách, Historický důl Jeroným
Workshop v laboratořích mechaniky zemin společnosti GEOtest, a.s.
Workshop zaměřený na komplexní problematiku výstavby podzemních garáží
u Janáčkova divadla v Brně
 Geotechnický workshop zaměřený na problematiku výstavby stavební jámy
polyfunkčního objektu na ulici Smetanova v Brně
Obr. 7. Historický důl Jeroným
44
5. Spolupráce na zadáních a konzultacích studentských závěrečných prací
V rámci projektu OKTAEDR se rozvíjí spolupráce při zadávání a konzultacích
geotechnických studentských závěrečných prací. Přínosné je zadávání bakalářských a
diplomových prací podle aktuálně zpracovávaných projektů spolupracujících firem.
Obr. 8. Workshop o problematice výstavby podzemních garáží u Janáčkova divadla v Brně –
poslední akce prof. Mileny Šamalíkové (na obrázku vítá přednášejícího Ing. Komárka)
Obr. 8. Výstavby podzemních garáží u Janáčkova divadla v Brně – návštěva staveniště
45
6. Spolupráce na výzkumných projektech
OKTAEDR vytváří platformu pro navázání nových spoluprací a dává možnost spolupracujícím
organizacím formulovat nové výzkumné projekty. V rámci geotechnické sekce této sítě byl
letos podán jeden projekt TA ČR.
Obr. 7. Studenti v laboratoři mechaniky zemin firmy GEOtest, a.s.
6. Závěr
Projekt OKTAEDR – partnerství a sítě stavebnictví zakládá spolupráci mezi vysokými
školami, vědeckovýzkumnými pracovišti a stavební praxí.
Dává studentům i akademickým pracovníkům možnost rozšířit své praktické znalosti
v příbuzných geologických a geotechnických oborech, umožňuje firmám podnikatelského
sektoru navázat spolupráci s vědeckovýzkumnými organizacemi a vysokými školami a
formulovat společné výzkumné cíle.
Poděkování
Tento příspěvek vznikl díky podpoře projektu OP VK OKTAEDR – partnerství a sítě
stavebnictví, registrační číslo projektu: CZ.1.07/2.4.00/31.0012.
46
Nové poznatky v geotechnickom inžinierstve, Kočovce, 21.- 22.1.2014
NÁVRH VYUŽITÍ OPTOVLÁKNOVÝCH SNÍMAČŮ PRO SLEDOVÁNÍ
SVAHOVÝCH POHYBŮ
THE DESIGN OF APPLICATION OF FIBRE OPTIC SENSORS FOR SLOPE
DEFORMATION MONITORING
Kristýna Čápová1
Jan Záleský2
ABSTRAKT
Článek na příkladu konkrétní lokality Rabenov popisuje možné limity při tradičních metodách
geotechnického monitoringu svahových deformací (měření klouzavým deformetrem,
inklinometrická měření) a navrhuje metodu měření těchto deformací pomocí optovláknových
snímačů BOTDA. Je popsán konkrétní návrh instrumentace těchto snímačů do nového
monitorovacího vrtu a jsou představeny dílčí výsledky prvních měření. Dále je nastíněna
možnost kombinace geotechnického monitoringu s geodetickým měřením pomocí autonomní
mapovací vzducholodi AMA, kterou vyvíjí katedra speciální geodézie fakulty stavení ČVUT
v Praze.
ABSTRACT
The article describes the possibility of reaching the limits of traditional methods of
geotechnical monitoring of slope deformations (sliding deformeter, inclinometer
measurements) on specific site Rabenov and suggests new method of measurement of these
deformations by fibre optic sensors BOTDA. It describes the design of the instrumentation of
these sensors into a new monitoring borehole; partial results of first set of measurements are
presented. Further is outlined the possibility of combination of geotechnical monitoring and
surveying by Autonomous Mapping Airship (AMA), which is developed by the Department
of special geodesy of the Faculty of civil engineering CTU in Prague.
1. Úvod
Zájmová lokalita, místní název Rabenov, se nachází v přímém sousedství hnědouhelného
povrchového dolu Chabařovice mezi jeho jihovýchodním okrajem, plavištěm Teplárny
Trmice v bývalém lomu Barbora III a dálnicí D8 z Trmic do Řehlovic, Obr. 1. Nejvyšší část
vrchu je tvořena vulkanickým příkrovem, na svazích (severní strana) byly obnažené vrstvy
terciérního hnědouhelného souvrství dále překryté svahovými zvětralinami a kvartérními
sprašovými návějemi. Svahy vrchu jsou dlouhodobě narušeny sesuvnými pohyby a to jak na
jižní, tak i na západní a severní straně. Sesuvy se zde nacházely již před zahájením těžby
v plošném rozsahu jednotek hektarů, příčinou byly za jedno geomechanické vlastnosti
1
Ing. Kristýna Čápová, Katedra geotechniky, Fakulta stavební, ČVUT v Praze, Thákurova 7, 166 29 Praha 6 Dejvice, tel.: +420 739 093 533, e-mail: [email protected]
2
Ing. Jan Záleský, CSc. , Katedra geotechniky, Fakulta stavební, ČVUT v Praze, Thákurova 7, 166 29 Praha 6 Dejvice, tel.: +420 224 354 551, e-mail: [email protected]
47
přítomných hornin a zemin a za druhé zastavení údržby zdrojů pitné vody sloužících
v minulosti k zásobování zrušené obce Tuchomyšl.
Horní část lokality Rabenov je územím, kterého se přímo nedotkla těžba. Spodní část lokality
je tvořena vnitřní výsypkou umístěnou na ukloněném souvrství podložních jílů. V nejnižší
části bylo, jako jedna ze součástí rekultivace vytěženého lomu, vytvořeno jezero. Geologie
celé této lokality je podrobně popsána v [4].
1
2
3
Obr. 1 Letecká fotografie lokality Rabenov; legenda: 1 – území nedotknuté přímo těžbou,
2 – severovýchodní svah, 3 – vnitřní výsypka. Autor L. Sváček, [2]
Fig. 1 Aerial photo of the Rabenov site; legend: 1 – virgin ground, 2 – north-east slope, 3 –
internal waste dump
Příkladem rozvoje hlubších smykových posunů je měření ve vrtu VB01, který se nachází
v horní části svahu východně od pilotové stěny (v obr. 1 mezi číslicemi 1 a 2). Na Obr. 2 je
zobrazena jedna složka z provedeného 3D monitorování – posun ve směru X (dolů po svahu).
Diferenční zobrazení (DX) ukazuje zvětšení úklonu v horní části pažnice v důsledku ploužení
svahu do hloubky 8 m a rozvoj nové smykové aktivity v hloubce cca 15m. Další znak
smykové aktivity je zřejmý ze zobrazení posunů ve směru Y (kolmo na směr X, bez obrázku)
poblíž spodní části pažnice v hloubce 19 m. První náznaky vývoje nových smykových
deformací byly zjištěny v roce 2006. Z dalšího vývoje deformací nebylo zcela jisté, že je
pažnice ve své spodní části pevně ukotvená. Proto bylo rozhodnuto o zhotovení nového vrtu
v této části lokality a o jeho následném využití k testování optovláknové technologie.
2. Základní principy BOTDA
Technologie BOTDA využívá stimulovaného Brillouinova efektu (také stimulovaný
Brillouinův rozptyl – Stimulated Brillouin Scattering, SBS) a její základní principy blíže
popisuje [3] nebo [7].
Hlavní výhodou BOTDA ve srovnání s běžnými metodami geotechnického monitoringu je, že
místo, kde dochází k deformaci nebo ke změně teploty vlákna, je detekováno přímo
analyzátorem, a proto nemusí být předem známo. BOTDA analyzátory jsou schopny určit jak
absolutní, tak i relativní hodnoty deformace a teploty. Absolutní hodnoty jsou odvozeny od
specifické Brillouinovy frekvence, která je měřena na volném, vývojem deformací
48
neovlivněném, optickém vlákně. Relativní hodnoty deformace a teploty se počítají jako
porovnání aktuální hodnoty s měřením na základní linii, tzv. baseline.
Vzhledem k tomu, že výsledkem jakéhokoli měření pomocí analyzátoru BOTDA je velký
objem dat, byl naprogramován skript pro částečné vyhodnocení těchto dat. Každé jednotlivé
měření v určitém čase tvoří vždy jeden soubor (pole dat) – tento skript spojí data ve všech
předem určených souborech (v určité časové řadě) do jedné matice. Tato matice tedy obsahuje
sady po sobě jdoucích naměřených dat příslušných určitému času a může být uložena ve
formátu *.csv nebo *.xls pro možnost jejího dalšího zpracování v běžných tabulkových
procesorech.
Obr. 2 Příklad rozvoje svahového posunu, Rabenov, epizody měření květen 2003 – srpen 2013
Fig. 2 Example of development of down-slope displacement, Rabenov, episode measurements
from May 2003 to August 2013
Výše popsaný skript je proveden v uživatelsky přístupném rozhraní (viz Obr. 3). Umožňuje
okamžité zobrazení naměřených dat a to ve dvou módech – buď je možné zobrazit deformaci
(příp. změnu teploty) po celé délce optického vlákna v rámci jednoho měření (v jednom
určitém čase), anebo můžeme zobrazit pro jeden určitý bod optického vlákna (podle jeho
staničení) závislost vývoje deformace (příp. změny teploty) na čase. Hodnoty lze z grafu
odečíst pomocí kurzoru, zpřístupněna je i funkce přibližování části grafu (zoom).
3. Návrh instrumentace optovláknové technologie pro monitoring svahových pohybů
Jak již bylo zmíněno výše, v lokalitě Rabenov probíhala měření deformací svahů, kde
probíhají rekultivace, a to standardními metodami geotechnického monitoringu – liniová
měření 3D deformací v kombinovaných pažnicích. V důsledku velkých smykových deformací
se měřicí pažnice zdeformovaly natolik, že jimi nebylo možné dále provlékat měřicí sondy.
To se děje v poddajných zeminách, kde může dojít k velkým zakřivením pažnic bez jejich
49
porušení. V rámci tehdy probíhajícího výzkumného projektu byla na základě těchto
nedostatků navržena alternativní metoda měření svahových deformací za pomoci měřících
optických vláken využívajících technologii BOTDA. Ke standardní kombinované pažnici jsou
připevněny dva optické kabely. Měření potom probíhá oběma způsoby: obvyklými metodami
(klouzavým deformetrem společně s inklinometrickým měřením) a optovláknovou
technologií BOTDA. Poté, co se pažnice díky svahovým pohybům příliš zdeformuje a
obvyklé metody nelze použít, probíhá monitorování svahových deformací pouze pomocí
BOTDA – jedná se o efektivní způsob, jak prodloužit životnost monitorovacích vrtů.
Obr. 3 Uživatelské prostředí skriptu pro částečné vyhodnocení a zobrazení měřených dat
Fig. 3 User interface of the script for preprocessing and visualization of raw measurement
data
Obr. 4 Schématický řez vrtem s upevněnými optickými kabely; legenda: 1 – zemina, 2 –
cemento-bentonitová zálivka, 3 – kombinovaná pažnice pro měření 3D deformací, 4 –
měřická značka, 5 – drážky pro sondu inklinometru, 6 – upínání optického kabelu, 7 a 8 –
optický kabel upevněný v intervalu 1 m, šipky – předpokládaný směr pohybu svahu, [6]
Fig. 4 Schematic cross section of instrumented borehole with attached optical cables; legend:
1 – soil, 2 – cement-bentonite grout, 3 – combined casing for 3D deformation measurement,
4 – measurement mark, 5 – grooves for inclinometer probe, 6 – fixing of optical cable,
7 and 8 – optical cable fixed in 1m interval, arrows – the expected direction of slope
movement
50
Optické vlákno, které je umístěno v měřicím kabelu, také může dosáhnout své limitní
deformace – přetvoření vlákna při porušení je 5%. Maximální deformace, která může být
optickým kabelem měřena, tedy závisí na vzdálenosti bodů uchycení kabelu v každém
měřicím intervalu. Ve většině případů je tato vzdálenost volena 1 m. Pro případ plastického
přetváření výsypkových zemin ve spodní části svahu Rabenov, kde je předpokládán vývoj
velkých deformací, byla zpracována studie pro zjištění vhodné upínací vzdálenosti.
Pomocí BOTDA technologie je možno měřit deformaci podél osy měřicího vlákna. Měřicí
kabely jsou připevněny ke kombinované pažnici vždy v páru, viz Obr. 4. V případě, že
předpokládaná velikost přetvoření bude menší než 4%, kabely jsou instalovány ve směru
předpokládaných svahových pohybů (v rovině podélného řezu svahem).
V tomto případě je možné z výsledků BOTDA měření (ověřených měřeními pomocí
inklinometru a klouzavého deformetru) vypočítávat ohybovou čáru měřicí pažnice. Pokud se
velikost přetvoření předpokládá větší než 4%, pár měřicích kabelů se upevní ve směru
kolmém na předpokládaný pohyb svahu.
Pro instrumentaci do nového vrtu VB01A ve svrchní části svahu Rabenov bylo navrženo
následující schéma upínání: dva měřicí optické kabely budou upevněny ke kombinované
pažnici ve směru předpokládaného pohybu svahu, upínání obou kabelů ve vzdálenostech 1 m,
Obr. 4. Čtení na těchto kabelech bude probíhat odděleně.
4. Instrumentace do vrtu v lokalitě Rabenov
Nový monitorovací vrt VB01A je umístěn v blízkosti původního vrtu VB01 (Obr. 5), toto
umístění vychází z výsledků měření ve VB01, z parametrických studií a z místního šetření.
Nový vrt je hluboký 52 m od úrovně terénu, bude tedy možné ověřit celkový průběh
deformací v širším rozsahu, než tomu bylo u předchozího vrtu.
Obr. 5 Schematické zobrazení umístění nového
monitorovacího vrtu VB01A, [8]
Fig. 5 Schematic view of the new monitoring borehole
VB01A location
51
Vrt je umístěn východně od pilotové stěny, jejíž část je dobře patrná v levé horní části obr. 5.
Podkladem pro obr. 5 je ortofoto mapa z www.mapy.cz (Geodis 2011), kde je zřejmý lokální
mělký sesuv sanovaný dříve, než byly prováděny vrtné práce. Vrt byl prováděn s průběžným
technickým pažením, vrtné práce byly ukončeny po dosažení požadované hloubky a dále byly
pod ochranou technického pažení postupně smontovány kombinované měřicí pažnice. Na tyto
pažnice byla průběžně osazována dvojice měřicích optických kabelů a dvě injekční hadice pro
injektáž ve dvou fázích. Před injektáží byla provedena kontrola funkce jak kombinované
měřicí pažnice, tak měřicích optických kabelů. V první fázi byla injektována spodní část vrtu
bez technického pažení a ve druhé svrchní část cemento-bentonitovou směsí. Vrt byl odpažen
a byla doplněna injekční směs. Vrt byl opatřen uzavíratelným zhlavím s optickým
rozvaděčem.
První sady měření byly provedeny 1. 8. 2013. Byly měřeny základní linie, tzv. baselines.
V tomto případě se měří frekvence v MHz pro jednotlivé intervaly staničení měřicího kabelu.
Postupně byla testována různá nastavení analyzátoru. Dále jsou vybrány výstupy z měření pro
nastavený krok měření po 200 mm, který v tomto případě představuje 1/5 délky upínacího
úseku. Hodnoty ze všech sad byly pro jednotlivá staničení zprůměrovány a výsledky jsou
uvedeny na Obr. 6 a Obr. 7. První kabel obsahuje dvě měřicí vlákna 1 a 2, která jsou v patě
vrtu vzájemně provařena a signál jimi tedy prochází postupně. Proto je nutné naměřená data
v místě svaru „ozrcadlit“, výsledná hodnota se potom získá zprůměrováním obou hodnot pro
příslušné staničení. V případě druhého kabelu jde o zcela obdobný případ – vlákna 3 a 4 jsou
taktéž vzájemně provařena. Z obou grafů je patrné, že na začátku a na konci kabelu je vždy
velký šum, který zpravidla není na závadu, protože je mimo měřicí úsek optického kabelu.
Jedná se o výstup měřicího kabelu, který je v tomto případě svinutý uvnitř zhlaví vrtu v
dostatečné délce (svinutí do poměrně malého průměru je zdrojem zvýšeného šumu). Střední
část grafů je ta část, kde je kabel již ukotven ve vrtu a měří. V obou případech je zřetelně
viditelná i osa zrcadlení.
Obr. 6 Grafické znázornění naměřených dat z 1. 8. 2013, vlákna 1 a 2
Fig. 6 Plot of the measured data from 1st August 2013, fibers 1 and 2
52
Obr. 7 Grafické znázornění naměřených dat z 1. 8. 2013, vlákna 3 a 4
Fig. 7 Plot of the measured data from 1st August 2013, fibers 3 and 4
Pro zjištění hodnoty deformace je potřeba mít sady dat ze dvou po sobě jdoucích měření
v určitém časovém odstupu. Tato data se zpracují způsobem popsaným výše a nakonec se od
sebe odečtou, získá se tím rozdíl frekvencí mezi dvěma měřeními. Tento rozdíl se následně
vynásobí konstantou danou analyzátorem a výsledkem je přetvoření v με.
5. Digitální model terénu
Monitorování nestabilního území lze provádět i pomocí geodetických metod. V lokalitě
Rabenov byly vytvořeny digitální modely terénu (DMT) v časovém rozmezí čtyř let, viz Obr.
8. Důvodem pro jejich pořízení bylo zjišťování morfologických změn území a dále byly
použity pro vytvoření řezů svahem sloužících k posuzování stability. Z porovnání těchto
modelů jsou jasně patrné povrchové změny, nicméně pouze na základě DMT nelze předvídat
jakékoli budoucí lokální sesuvy. Tyto modely byly v obou případech pořizovány v období
jara, protože vegetace v tomto období není ještě příliš vzrostlá a povrch terénu lze dobře
zaměřit.
Obr. 8 Příklad morfologických změn na digitálním modelu terénu, [5]
Fig. 8 Example of morphology changes captured by digital surface models
53
Digitální model terénu a jeho změny v čase poskytují údaje o změnách tvaru, které mohou
přispět k rozborům stability území. Modely mohou být zpracovány na základě terénních
měření různými metodami. Obvykle jsou užívány totální stanice, systém GPS nebo
snímkování s vysokým rozlišením s využitím různých variant letecké techniky.
Letecká technika společně s vybavením pro snímkování, které mohou být k uvedenému účelu
využity, prošly v posledních letech rychlým vývojem. Užívají se různé typy pilotovaných i
bezpilotních leteckých prostředků, jež se velmi významně liší cenou i kvalitou výstupů.
Kromě digitálních kamer se užívají i laserové scannery umožňující do značné míry potlačit
nepříznivý vliv vegetace na vytváření digitálního modelu terénu a vystihnout za předpokladu
využití rozvinutého software pro zpracování velkých množství dat podrobně tvar terénu
v zájmové oblasti.
Alternativním řešením by mohla být autonomní mapovací vzducholoď (Autonomous
Mapping Airship, AMA), která je vyvíjena v rámci výzkumného projektu katedrou speciální
geodézie na stavební fakultě ČVUT v Praze, více viz [9].
6. Závěr
Monitorování svahových pohybů pomocí tradičních metod může v jistém okamžiku
dosáhnout svých limitů, hlavně v případě, že deformace podloží jsou velké. Z toho důvodu
byl navržen nový způsob měření těchto deformací pomocí optovláknových snímačů BOTDA,
který pracuje souběžně s tradičními metodami (je tedy možná kontrola správnosti
optovláknového měření podle tradičních metod). V případě, že tradiční metody dosáhnou
svých limitů (pažnice ve vrtu se díky svahovým pohybům zdeformují natolik, že nelze použít
měřicí sondy), optovláknové snímače mohou měřit dál a to až do jejich porušení, které
nastává při jejich zhruba 5% přetvoření – jejich životnost je tedy možné ovlivnit ještě před
instalací vhodně zvolenými intervaly upínání měřicích kabelů.
Obr. 9 Grafické znázornění průběhu měření na vlákně 1 a 2 po zrcadlení
Fig. 9 Plot of mirrored measured data on fibre 1 and 2
54
V lokalitě Rabenov byla provedena instrumentace BOTDA snímačů do vrtu, byla provedena
první měření a tato měření byla předběžně vyhodnocena. Měřicí vlákno je umístěno
v chráničce, která je naplněna tvarově stabilní suspenzí, která umožňuje klouzání vlákna mezi
body upnutí, a pevně bodově fixována k měřicí kombinované pažnici. Díky tomu je
deformace pažnice přenášena na měřicí optická vlákna.
Z výsledků je zřejmé, že vždy pro jeden měřicí kabel lze s jistotou nalézt místo svaru dvou
optických vláken, měřená data tím zrcadlit a srovnat staničení tak, aby odpovídalo realitě, viz
Obr. 9. Z obrázku jsou patrné jisté imperfekce, průběhy obou frekvencí jsou odpovídající, ale
hodnoty frekvencí pro vlákno 1 a vlákno 2 vykazují jisté posunutí. Tyto imperfekce mohou
být způsobeny například natočením optického vlákna ve své rovině v průběhu kotvení,
stiskem vlákna v bodě upnutí nebo vlivem svaru. Tato problematika je dosud studována. Dále
budou provedena měření v časových odstupech, budou zjištěny deformace podle postupu
v části 4 a tyto deformace budou porovnány s těmi, které budou naměřeny pomocí klouzavého
deformetru a inklinometru.
Na lokalitě Rabenov jsou prováděna jak geotechnická tak geodetická měření. Byla navržena
spolupráce a propojení těchto dvou přístupů – mapování povrchu terénu s využitím
technologií zpracování digitálních modelů terénu a podpovrchové zjišťování smykových
posunů.
Tohoto propojení lze využít i v jiných lokalitách, ne pouze v případě sledování lomu během
různých fází jeho sanace. Jde o metodu obecného geotechnického sledování, která je vhodná
například v případech, kde je nutné pro získání návrhových předpokladů monitorovat jak
deformace povrchové, tak podpovrchové, lze její pomocí ověřovat projekční předpoklady ve
fázích výstavby a je možné ji použít i pro kontrolu účinnosti a spolehlivosti sanačních
opatření, případně jako kontrolu bezpečnosti konstrukce v průběhu její životnosti.
Poděkování
Příspěvek byl zpracován v rámci projektu Ministerstva průmyslu a obchodu ČR FR-TI3/609
„Výzkum a vývoj detekce a kontrolního sledování kritických míst geotechnických konstrukcí
zejména podzemního stavitelství, báňského průmyslu i ostatních inženýrských staveb“.
Literatura
[1]
ZÁLESKÝ, Jan, KOS, Jan, KOZEL, Miroslav a ZÁLESKÝ, Marek. From site
instrumentation to reversed stability analysis. In: 8th International Symposium on Field
Measurement in GeoMechanics. Berlin, září 2011. Technical University of Braunschweig,
2011, 20 stran.
[2]
ADAM, Zdeněk. Studie stability výsypky v průběhu sanačních prací. Praha, 2008.
Diplomová práce. České vysoké učení technické v Praze. Fakulta stavební. Katedra
geotechniky. Vedoucí práce Jan ZÁLESKÝ.
[3]
ČÁPOVÁ, Kristýna. Fiber Optic Monitoring of Slope Stability. Praha, 2012.
Diplomová práce. České vysoké učení technické v Praze. Fakulta stavební. Katedra
geotechniky. Vedoucí práce Jan ZÁLESKÝ.
[4]
MRVÍK, Ondřej. Modelování mělkých plošných sesuvů při využití měření pórových
tlaků. Praha, 2003. Diplomová práce. České vysoké učení technické v Praze. Fakulta stavební.
Katedra geotechniky.
55
[5]
ZÁLESKÝ, Jan et al. Landslide Mapping and Monitoring Concept. In: 2nd Joint
International Symposium on Deformation Monitoring. Nottingham: University of
Nottingham, 2013, 8 stran.
[6]
ZÁLESKÝ, Jan, ZÁLESKÝ, Marek, DOŘIČÁK, Jan, ČÁPOVÁ, Kristýna a KOZEL,
Miroslav. Application of Fibre Optics For Slope Stability Monitoring. In: Zborník 11.
Slovenskej geotechnickej konferencie. Bratislava: Slovenská technická univerzita v Bratislave,
2013, s. 594 – 605. ISBN 978-80-227-3950-4.
[7]
ZÁLESKÝ, Jan, ČÁPOVÁ, Kristýna, KOZEL, Miroslav a ZÁLESKÝ, Marek.
Selected Methods of Monitoring and Back Analysis of Pile and Diaphragm Walls. In: Jounal
of International Scientific Publications: Materials, Methods and Technology. Burgas: Info
Invest Ltd, 2013, s. 372 – 387. ISSN 1313-2539.
[8]
ZÁLESKÝ, Jan a ZÁLESKÝ, Marek. Návrh zřízení a vystrojení monitorovacího vrtu
vláknovou optikou pro měření svahových deformací metodou BOTDA. Arcadis Geotechnika,
a.s. a ČVUT v Praze, Fakulta stavební. 2013, 6 stran.
[9]
JON, Jakub, KOSKA, Bronislav a POSPÍŠIL, Jiří. Autonomous Airship Equipped
with Multi-Sensor Mapping Platform, In: International Archive sof the Photogrammetry,
Remote Sensing and Spatial Information Sciences. Goetingen: Copernicus GmbH, 2013, s.
119 – 124. ISSN 2194-9034.
56
Nové poznatky v geotechnickom inžinierstve, Kočovce, 21. - 22.1.2014
URČOVANIE GEOTECHNICKÝCH PARAMETROV ZEMÍN
ZO ŠTANDARDNÝCH PENETRAČNÝCH SKÚŠOK
STANDARD PENETRATION TEST FOR DETERMINATION
Veronika Dobrodenková1
ABSTRAKT
Pre navrhovanie geotechnických konštrukcií je potrebné zabezpečiť hodnoty geotechnických
parametrov zemín. Na to slúžia výsledky terénnych skúšok, laboratórnych skúšok,
porovnateľné skúsenosti a rôzne korelačné vzťahy medzi jednotlivými parametrami zemín
a výsledkami geotechnických skúšok. Tento článok je zameraný na prehľad empirických
korelácií, ktoré boli stanovené na získanie odvodených parametrov zo štandardnej penetračnej
skúšky, ktorá patrí medzi najpoužívanejšie terénne skúšky.
ABSTRACT
Standard penetration test is a part of field investigation testing for geotechnical design and the
most commonly used field test in the geotechnical practice. The results of the test and
correlations with geotechnical properties of soils are presented in the paper. The standard
penetration test is used mainly to assess the strength and deformation parameters of
cohesionless penetration of a split barrel sampler and the recovering of disturbed samples for
identification purposes.
1. Úvod
Možnosť stanovenia pevnostno-deformačných parametrov na základe jednoduchých
laboratórnych indexových skúšok je pre projektantov geotechnických konštrukcií atraktívna
a slúži aj ako prostriedok na predbežné stanovenie hodnôt geotechnických parametrov,
potrebných pre daný projekt.
Terénne skúšky sú súčasťou geotechnického prieskumu a využívame ich na odber vzoriek, na
zhromažďovanie informácií o stratigrafii vrstiev základovej pôdy a na získanie
geotechnických parametrov, no zároveň môžu slúžiť aj ako priame vstupné metódy na
navrhovanie. Eurokód 7 preferuje terénne skúšanie a poskytuje množstvo korelácií na
stanovenie únosnosti základov, alebo ich sadania (Frankovská, 2012). Na získavanie
odvodených hodnôt pomocou korelácií z terénnych skúšok je nutné, aby okrajové podmienky
zvolenej korelácie a základové pomery staveniska (zatriedenie zeminy, číslo uľahnutosti,
index konzistencie atď.) boli porovnateľné. Na Slovensku sú najvyužívanejšími terénnymi
skúškami dynamická penetračná skúška, statická penetračná skúška a presiometrická skúška
(Matys a Ťavoda, 1990). Štandardná penetračná skúška sa na území Slovenska vykonáva
málo a to aj napriek tomu, že v krajinách ako Maďarsko, Taliansko, Veľká Británia či USA
je veľmi populárna vďaka jednoduchosti a rýchlosti vykonávania.
1
Veronika Dobrodenková, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU v Bratislave, Radlinského 11, 813 68
Bratislava, tel.: 02/59274276 , e-mail: [email protected]
57
2. Štandardná penetračná skúška (SPT)
Predmetom štandardnej penetračnej skúšky je určenie odporu zemín na dne vrtu proti
dynamickému zarážaniu špeciálnej oceľovej deliteľnej penetračnej rúrky a získanie
porušených vzoriek na klasifikačné účely (EN ISO 22476-3:2004). Penetračná rúrka sa musí
zarážať do zeminy pádom barana hmotnosti 63,5 kg na kovadlinu, alebo zarážaciu hlavu
z výšky 760 mm. Penetračný odpor je počet úderov (N) potrebných na zarazenie rúrky o 300
mm (po zatlačení od vlastnej tiaže a po údere na osadenie penetračnej rúrky).
Skúška sa má používať hlavne na určenie pevnostných a deformačných vlastností
hrubozrnných zemín, ale hodnotné údaje je možné získať aj v iných typoch zemín.
Existujúce metódy navrhovania základov založené na SPT sú empirickej povahy. Na získanie
spoľahlivejších výsledkov sa upravujú skúšobné metódy, ktoré sa týkajú prístrojov. Preto sa
pri interpretácií výsledkov má zohľadniť použitie vhodných opravných koeficientov (EN ISO
22476-3). Ak budú výsledky použité na kvantitatívne hodnotenie zakladania, alebo ako
porovnávacie výsledky, musí byť známa pomerná energia (Er). Er je definovaná ako pomer
medzi skutočnou energiou Emeans (nameraná počas kalibrácie a vložená do zariadenia)
a teoretickou energiou Etheor vypočítanou pre voľný pád barana.
Pre piesky existuje široké spektrum empirických skúseností použitia tejto terénnej skúšky,
ako napríklad na kvantitatívne hodnotenie indexu uľahnutosti z dôvodu lepšieho zhodnotenia
uľahnutosti skúškou in situ ako v laboratóriu. Ďalej je možné skúšku použiť na určenie uhla
vnútorného trenia a určenie únosnosti a sadania plošných základov aj napriek tomu, že
výsledky majú byť považované len za hrubý odhad.
Použitie výsledkov skúšok SPT v ílovitých zeminách je vo všeobecnosti komplikované.
V princípe majú byť použité len na kvalitatívne zhodnotenie inžinierskogeologického profilu,
alebo na kvalitatívny odhad zeminy. Na získanie geotechnických parametrov v ílovitých
zeminách je možné použiť túto skúšku len ak sú veľmi dobre známe miestne geologické
pomery a výsledky z iných typov skúšok.
Pomocou hodnôt zo skúšky SPT je možné taktiež zatriediť kategóriu podložia pri navrhovaní
konštrukcie na seizmickú odolnosť (podľa počtu úderov NSPT, tabuľka 1), ktorú požaduje STN
EN 1998-1. Zatriedenie na základe výsledkov SPT je možné použiť vtedy, ak nie je stanovená
hodnota priemernej rýchlosti šírenia šmykových vĺn vs30.
Tabuľka 1 Zatriedenie kategórie podložia podľa NSPT
Table 1 Classification of subsoil categories according to NSPT
Kategória
podložia
A
B
C
D
NSPT
(počet
úderov/30cm)
Opis stratigrafického profilu
skalné podložie alebo iná geologická formácia, ktorá môže
obsahovať najviac 5 m menej tuhého materiálu v povrchovej
vrstve
tuhé uloženiny pieskov, štrkov alebo prekonsolidovaných
ílov, aspoň niekoľko desiatok m hrubé, charakterizované
postupným narastaním mechanických vlastností s hĺbkou
uloženiny uľahnutých alebo stredne uľahnutých pieskov,
štrkov alebo tuhých ílov hrúbky od niekoľko desiatok do
stoviek metrov
uloženiny sypkých až stredne nesúdržných zemín (s
mäkkými súdržnými medzivrstvami alebo bez nich) alebo
uloženiny s prevládajúcimi mäkkými až stredne tuhými
súdržnými zeminami
58
 50
15 – 50
 15
3. Použitie výsledkov SPT v geotechnických výpočtoch
Únosnosť plošných základov v pieskoch
Pri použití analytickej metódy výpočtu únosnosti sa môže použiť hodnota uhla efektívnej
šmykovej pevnosti odvodená z výsledkov SPT empiricky takto:
- priamou koreláciou s výsledkami SPT,
- koreláciami s indexom hutnosti, kde stupeň hutnosti je odvodený z výsledkov SPT.
Sadanie plošných základov v piesku
- pri použití metódy teórie pružnosti sa môže Youngov modul pružnosti (E´) odvodiť
z hodnôt N pomocou empirických korelácií,
- alternatívne sa môže určiť E´ použitím vhodnej korelácie prostredníctvom indexu
uľahnutosti, ktorý bol odvodený na základe N60,
- na zistenie sadania plošných základov je možno využiť priame metódy, ktoré sú
založené na porovnaniach hodnôt N s výsledkami skúšok zaťažovacou doskou, alebo
s meraniami sadania základov (STN EN 1997-2 Príloha F.3).
Únosnosť pilót v piesku
Ak sa medzná únosnosť pilót v tlaku alebo ťahu odvodí z výsledkov SPT, musia sa použiť
výpočtové postupy založené na koreláciách medzi výsledkami statických zaťažovacích
skúšok a výsledkami skúšok SPT.
4. Príklady empirických korelácií na odvodenie parametrov hrubozrnných zemín
Korelácia medzi počtom úderov a indexom uľahnutosti
Závislosť medzi počtom úderov N60, indexom uľahnutosti ID a efektívnym vertikálnym
napätím σ´v0 v skúmanom piesku môže byť určená z výrazu (STN EN 19972, PRÍLOHA F.1):
N60
= a + b . σ´v0
(4.1)
ID2
Parametre a a b v normálne konsolidovaných pieskoch sú približne rovnaké pre 0,35 < ID <
0,85 a 0,5 < σ´v0 < 2,5 v kPa x 10-2 ( Skempton, 1986).
Pre normálne konsolidované piesky v prírodnom uložení bola korelácia v tabuľke 2 zostavená
pre vzťah medzi ID a normalizovaným počtom úderov (N1)60.
Tabuľka 2 Korelácia medzi indexom uľahnutosti ID a normalizovaným počtom úderov (N1)60
(STN EN 19972, PRÍLOHA F.1)
Table 2 Relationship between ID and (N1)60 (STN EN 19972, Annex F.1)
(N1)60
ID (%)
Veľmi kyprý
Kyprý
0–3
0 – 15
3–8
15 – 30
Stredne
uľahnutý
8 – 25
35 – 65
Uľahnutý
25 – 42
65 – 85
Veľmi
uľahnutý
42 – 58
85 – 100
Pre ID > 0,35 je zodpovedajúcim vzťahom (N1)60/ ID2 ≈ 60.
Pri jemnozrnných pieskoch sa majú hodnoty N redukovať v pomere 55:60 a pre hrubozrnné
piesky zväčšiť v pomere 65:60.
Na posudzovanie emin a emax zemín pre stanovenie relatívnej uľahnutosti sú terénne skúšky
považované za vhodnejšie ako laboratórne skúšky z dôvodu potrebnej kvality odberu vzoriek.
Cubrinovski a Ishihara (1999) stanovili vzorec na výpočet relatívnej uľahnutosti z čísla
pórovitosti a počtu úderov (N1)60.
59
N1
60
ID2
=
11,7
(emax - emin)1,7
(4.2)
Je známe, že pri konštantnom efektívnom vertikálnom napätí sa zvyšujú hodnoty N približne
s druhou mocninou relatívnej uľahnutosti. Tento vzťah bol preskúmaný Gibbsom a
Holtzom(1957) a Skemptonom (1986). Index uľahnutosti podľa Skemptona (1986) sa dá
vyjadriť rovnicou:
N1 60
ID=
0,28 . σ´v0+ 27
1/2
(4.3)
2
kde σ´v0 je efektívny tlak nadložia vyjadrený v kN/m a hodnota (N1)60 je referenčná hodnota
normalizovaná na tlak nadložia o hodnote 1 atmosféry (100 kPa) pri 60 % teoretickej energie
(Skempton, 1986). V tejto koncepcii môže dochádzať k odchýlke vo vzťahu medzi ID a (N1)60,
a to vplyvom prekonsolidačného pomeru (OCR).Vplyv prekonsolidácie je výraznejší pri
tuhších zeminách ako pri mäkkoplastických.
Príklady korelácií s hodnotami efektívneho uhla vnútorného trenia
Hodnotu uhla vnútorného trenia (φ´) pre kremenné piesky je možné odvodiť z indexu
uľahnutosti (ID) podľa STN EN 19972, Príloha F.2. Hodnoty φ´ sú ovplyvnené
opracovateľnosťou zŕn a veľkosťou napätia (tabuľka 3).
Tabuľka 3 Korelácie medzi indexom uľahnutosti (ID) a efektívnym uhlom vnútorného trenia
(φ´) pre kremenné piesky (v stupňoch) (STN EN 1997-2, PRÍLOHA F.3)
Table 3 Correlation between relatively density and angle of shear resistance
(STN EN 19972, Annex F.3)
Index
Jemnozrnné
Strednozrnné
Hrubozrnné
uľahnutosti
ID
[%]
zle zrnené
dobre zrnené
zle zrnené
dobre zrnené
zle zrnené
dobre zrnené
40
60
80
100
34
36
39
42
36
38
41
43
36
38
41
43
38
41
43
44
38
41
43
44
41
43
44
46
Získané hodnoty indexu uľahnutosti ID je možné ďalej použiť na odhad efektívneho uhla
vnútorného trenia (φ´), ktorý je vyjadrený ako funkcia hodnoty kritického uhla vnútorného
trenia (φćv) a vrcholovej hodnoty uhla vnútorného trenia (φ´p) (Rowe, 1963; Jamiolkowski et
al. 1985; Bolton, 1986). Zovšeobecnená rovnica bola navrhnutá Boltonom (1986):
φ´p - φćv = m [ ID (Q – lnp´) - R]
(4.4)
kde ID je index uľahnutosti (na desatiny), p´ je stredné efektívne napätie (kPa), R je empirický
faktor, v prvej aproximácií rovný 1, Q je logaritmická funkcia tlakovej sily v rozmedzí od 10
pre kremenný až po 7 pre vápenný piesok (Jamiolkowski et al.,1985). Parameter m je závislý
podľa druhu napätosti. Pre rovinnú napätosť je možné uvažovať hodnotu 5 a pre triaxiálny typ
60
napätosti hodnotu 3. Typické hodnoty uhla vnútorného trenia v kritickom stave φćv sú
uvedené v tab. 4.
Tabuľka 4 Typický uhol trenia (Schnaid, 2009)
Table 4 Typical angles of internal frictions (Schnaid,2009)
Bolton (1979)
Bolton (1979)
Robertson
a Huges (1986)
Zemina
φ´p (°)
φćv (°)
φćv (°)
Uľahnutý dobre zrnený piesok a
55
35
40
štrk
Rovnozrnný stredne uľahnutý
40
32
34 – 37
piesok
Tuhá piesčitá hlina alebo íl
47
32
Jemný piesok a piesčitá hlina a íl
35
30
30 – 34
Íl s bridlicovou odlučnosťou
35
25
Londýnsky íl
25
15
V tabuľke 5 je naznačený ďalší prístup ku koreláciám medzi relatívnou uľahnutosťou, uhlom
vnútorného trenia a počtom úderov N60. Pri tejto korelácii však vstupuje do výpočtu hodnota
N60, ktorá je síce opravená na teoretickú 60 % hodnotu energie, ale nie je upravená o tlak
nadložia 1 atmosféru (MDT Geotechnical Manual, 2008).
Tabuľka 5. Vzťah medzi počtom úderov N60 a uhlom vnútorného trenia pre hrubozrnné
zeminy
Table 5. Correlation of SPT N60 and friction angle for granular soils
φ´tc (°)
Hodnota N60
Relatívna uľahnutosť
Peck, Hanson a
Meyerhof
Thornburn
0–4
veľmi kyprý
< 28
< 30
4 – 10
kyprý
28 – 30
30 – 35
10 – 30
stredne uľahnutý
30 – 36
35 – 40
30 – 50
uľahnutý
36 – 41
40 – 45
> 50
veľmi uľahnutý
> 41
> 45
Alternatívne je možné získať efektívny uhol vnútorného trenia z grafov podľa viacerých
autorov (Peck et al. 1974 a Mitchell a Lunne,1978), znázornených na obrázku 1. Aj keď je
graf podľa Peck et al. (1974) konzervatívnejší a podceňuje uhol vnútorného trenia, je stále
využívaný na návrh geotechnických konštrukcií napríklad vo Veľkej Británií (Clayton, 1993).
61
Obr. 1 Odporúčané vzťahy medzi uhlom vnútorného trenia φ a počtom úderov N
(Peck et al.,1974 a Mitchell a Lunne, 1978)
Fig. 1 Recommended relationships between angle of friction and blow count number
(Peck et al.,1974 a Mitchell a Lunne, 1978)
Ďalšie empirické vzťahy na určenie uhla vnútorného trenia sú podľa
Teixeira (1996):
φ´p ≈ 15 ̊ + 24 N1
Hatanaka a Uchida (1996)
φ´p ≈ 20 ̊ + 15,4 N1
(4.5)
60
60
(4.6)
Príklady približného určenia tuhosti/stlačiteľnosti zeminy
Navrhovanie geotechnických konštrukcií vyžaduje interakciu medzi základovou pôdou
a navrhovanou konštrukciou a preto je potrebné poznať tuhosť základovej pôdy (deformačné
vlastnosti). Tuhosť pôdy je závislá na napätí a predpokladá sa, že pri veľmi malých napätiach
sa pôda správa ako elastický materiál s počiatočnou elastickou tuhosťou G0. Veľkosť G0 môže
byť meraná v laboratóriách, alebo využitím seizmických metód. Zo zvyšujúcim sa šmykovým
napätím sa modul značne znižuje. Vzhľadom na citlivosť horninového prostredia na veľkosť
napätia nie je jednoduché určiť modul pružnosti stanovený laboratórne, alebo pomocou
terénnych skúšok. SPT využíva veľké deformácie (posuny) v podloží a nereaguje citlivo
k histórií napätosti pôdy. Preto sú korelácie medzi hodnotami N a tuhosťou veľmi citlivé na
množstvo faktorov a môžu viesť s nepresným hodnotám. Napriek tomu sú pokusy
o vytvorenie platných korelácií medzi G0 a N publikované viacerými autormi (napr. Imai
a Yokota, 1982; Sykora a Stoke, 1983):
G0 (MPa) = a (N60)b
(4.7)
Typické konštantné hodnoty sú v tabuľke 6. Exponent b je ovplyvnený typom základovej
pôdy a je v súlade s laboratórnymi údajmi, prezentovanými v obr. 2. Na tomto obrázku je
zmena hodnôt G0 vyjadrená ako funkcia pórovitosti e.
62
Obr. 2 Normalizovaný maximálny modul v strihu v závislosti od pórovitosti e
(Schnaid, 2009).
Fig. 2 Normalized maximum shear modulus versus void ratio (Schnaid, 2009).
Tabuľka 6 Konštantné hodnoty korelácie medzi G0 a N60 (Schnaid, 2009).
Table 6 Constant values for the correlation G0 and N60 (Schnaid, 2009).
Typ zeminy
A
b
R
Íl
Aluviálny
10,4
1,070
0,500
Alluvial
17,3
0,607
0,715
Glaciálny
24,6
0,555
0,712
Aluviálny
16,6
0,719
0,921
Piesok
Aluviálny
12,3
0,611
0,671
Glaciálny
17,4
0,631
0,728
Štrk
Aluviálny
8,1
0,777
0,798
Glaciálny
31,3
0,526
0,522
Ďalšia metóda bola publikovaná Schnaidom (1999, 2004). Ako prvý aproximoval G0 a N tak,
že vyjadril hornú a dolnú hranicu hodnôt.
G0 = 450
3
N60.σ´vo.pa2 - horná hranica: nespevnený piesok
(4.8)
G0 = 200
3
N60.σ´vo.pa2 - dolná hranica: nespevnený piesok
(4.9)
5. Príklady korelácií pre jemnozrnné zeminy
Skúška SPT v jemnozrnných zeminách je modelom neodvodneného typu skúšky, pri ktorom
nastáva zmena pórových tlakov. Pretože tieto pórové tlaky nie sú počas skúšania
zaznamenávané, z tejto skúšky je možné odvodiť iba totálne parametre šmykovej pevnosti. Na
spoľahlivosť merania vplýva veľkosť stlačenia zemín. Tá sa prejavuje hlavne vo vysoko
stlačiteľných íloch, kde N < 5 a skúška nedáva spoľahlivé výsledky merania. Preto je potrebné
v týchto zeminách dopĺňať SPT o laboratórne skúšky alebo iné in situ merania.
Korelácia so šmykovou pevnosťou
Hodnota neodvodnenej pevnosti v šmyku u závisí od množstva faktorov (rýchlosť skúšky,
režim porušenia, anizotropia zemín atď.), preto je krátkodobá neodvodnená pevnosť v šmyku
63
jedinečný parameter pôdy, ktorý je silne závislý na spôsobe, akým je určený. Výsledky
skúšky SPT dávajú iba orientačné hodnoty veľkosti u. Napriek tomu sú tieto dynamické
skúšky využívané na predbežné zistenie hodnôt geotechnických parametrov.
Stroud (1974) navrhol koreláciu medzi indexom plasticity, hodnotou N a u ktorá je vhodná
pre prekonsolidované íly:
u = 4,5 . N60 (kN/m2)
(5.1)
Z laboratórnych trojosových nekonsolidovaných neodvodnených skúšok navrhol Decourt
(1989) menej konzervatívny vzťah medzi N a u:
u = 10,5 . N60 (kN/m2)
(5.2)
Iný prístup k odhadu šmykovej pevnosti je založený na základe dynamickej sily, ktorá
predstavuje reakciu zemín k penetrácií valca prístroja SPT (Schnaid, 2009).
su =
Fd/1,5 – γ L Ab
(Nc Ab+ α A1
(5.3)
kde L je testovaná hĺbka, Ab plocha testovacieho valca, A1 plocha odoberanej vzorky a α je
priľnavosť medzi pôdou a prístrojom. Nc sú hodnoty v rozsahu od 7 po 9 pre normálne
konsolidované íly (Skempton, 1951). Pre tuhé íly môže byť hodnota Nc oveľa väčšia a môže
sa priblížiť k empiricky navrhovanej hodnote 30 (Lunn et al., 1997).Vplyv rýchlosti šmýkania
a neodvodnené správanie má za následok zníženie dynamickej sily Fd o faktor 1,5 (Kulhawy a
Mayne, 1990). Pôdnu priľnavosť α je možné odhadnúť z niektorých korelácií v literatúre
(Tomlinson, 1969).
Korelácia s tuhosťou základovej pôdy
Tuhosť (stlačiteľnosť) základovej pôdy závisí od stavu napätosti, spevnenia, súdržnosti, od
stupňa namáhania, histórie namáhania (prekonsolidácia, vývoj starnutia, creep) a typu
zaťaženia (dynamické, statické). Niektoré empirické korelácie boli navrhnuté na odvodenie
koeficientu objemovej stlačiteľnosti mv a neodvodného Youngovho modulu pružnosti tuhých
prekonsolidovaných ílov, Eu.
Britská skúsenosť ukazuje, že koeficient objemovej stlačiteľnosti možno získať z nasledujúcej
rovnice (Butler, 1975):
mv = f N (m2/MN),
(5.4)
kde f je koeficient závislý na indexe plasticity (obr. 3).
Na stanovenie neodvodneného Youngovho modulu pružnosti Eu je možné použiť vzťah
(Butler, 1975):
(5.5)
Eu / N60 = 1,0 až 1,2 (MPa)
64
Obr. 3 Korelačný vzťah medzi koeficientom tuhosti f a indexom plasticity ID
(Stroud a Butler, 1975)
Fig. 3 Correlation between stiffness coefficient f and plasticity index
(after Stroud and Butler, 1975)
6. Príklady korelácií pre poloskalné horniny
Pri poloskalnej, alebo zvetranej hornine sa môže vyskytnúť problém pri odbere vzoriek na
laboratórne skúšky. Preto môže byť SPT vhodnou skúškou na získanie vlastností zvetraných
hornín a rovnako aj na odhad jednoosej pevnosti v tlaku σc (Schnaid, 2009).
Stroud (1988) navrhol koreláciu σc a N60 založenú na pilótových a presiometrických skúškach.
Pre N60 < 200 je extrapolácia vzťahu zistená pre íly vhodná pre poloskalné horniny
a vyjadruje sa rovnicou:
σc = 10 N60 (kPa)
(6.1)
Táto korelácia je konzervatívna pre materiály, ktorých pevnosť v prostom tlaku je väčšia než
4 MPa (Schnaid, 2009). Clayton (1993) potvrdzuje, že korelácia z N-hodnôt nebude obzvlášť
presná, pretože SPT v skalných horninách bude spravidla ukončené po 50 až 100 úderoch a
použije sa hodnota, ktorá musí byť pre návrh extrapolovaná. Preto je vhodné na stanovenie
hodnoty pevnosti v prostom tlaku použiť seizmické metódy, alebo skúšku zaťažovacou
doskou.
7. Záver
V príspevku sú uvedené základné informácie o štandardnej penetračnej skúške. Pre výsledky
tejto terénnej skúšky bolo odvodených veľa korelácií a empirických vzťahov na stanovenie
vlastností podložia a geotechnických parametrov, ktoré je možné použiť pri návrhu
geotechnických konštrukcií. Použitie uvádzaných korelácií, odvodených z terénnej skúšky
SPT a empirických vzťahov, publikovaných aj v informačných prílohách Eurokódu 7, nebolo
dostatočne na Slovensku overené z dôvodu malého počtu týchto skúšok, vykonávaných na
našom území (Turček a kol., 2010).
65
Literatúra
BOLTON, M.D.: The strength and dilatancy of sand, Géotechnique 36(1): 65-78 s., 1986
BUTLER, F.G,: Heavily overconsolidated clays. General report and state-of-the-art reviev for
session. Proc. 3rd Conf.on Settlement of Structures, 1975
CUBRINOVSKI, M. a ISHIHARA, K.: Empirical correlations between SPT N-value and
relative density for sandy soils. Soils and Found, 39(5):61-72, 1999
CLAYTON, C.R.I.: The standard penetration test (SPT) – method and use, London, 1993,
129 s.
DECOURT, L.: The standard penetration test, State-of-the-art report, Proc.2nd Int. Conf. Soil
Mech. Found. Engng., CBMSEF, Rio de Janeiro, 1989
FRANKOVSKÁ, J.: Nové prístupy k stanoveniu geotechnických parametrov jemnozrnných
zemín. ISBN: 978-80-227-3771-5, STU Bratislava, 2012, 114 s.
GIBBS, H.J. and HOLTZ, W.G.: Research on determining the density of sands by spoon
penetration testing, 4th Int. Conf. Soil Mech. Found. Engng, London 1:35-39, 1957
HATANAKA, M. and UCHIDA, A.: Empirical correlation between penetration resistance
and effektive friction angle for sandy soils, Soils Found., 36(4):1-9, 1996
IMAI, T. and YOKOTA, K.: Relationships between N value and dynamic soil properties,
Proc. 2nd European Symp, on Penetration Testing, Amsterdam, 1:73-78, 1982
JAMIOLKOWSKI, M., LADD, C.C., GERMAINE, J.T. and LANCELLOTTA, R.: New
developments in field and laboratory testing of soils. 11th Int. Conf. Soil Mech. Found.
Engng, San Francisco, 1985
JAMIOLKOWSKI, M., LEROUEIL,S. and LO PRESTI, D.C.F.: Theme lecture: design
parameters from theory to practice. Proc. Geo-Coast 91, Yokohama, 2:877-917, 1991
KULHAWY, F.H. and Mayne, P.W.: Manual of estimating soil properties for foundation
design. Geotech. Engng Group, Cornell University, Ithaca., 1990
LUNN, T., ROBERTSON, P.K., and POWELL, J.J.M.: Cone penetration testing in
geotechnical practice, Blackie Academic and Professional, 1997, 312 s
MATIS, M a ŤAVODA, O.: Poľné skúšky zemín, ISBN: 80-05-00647-0, Bratislava, 1990,
304 s.
MDT Geotechnical Manual: Chapter 10 - Interpretation of Engineering Properties 07/2008
MITCHEL, J.K. and LUNN, T.: Cone resistance as a measurement of sand strength. J.
Geotech, Engng, 104(7):997-1012, 1978
PECK, R.B., HANSON, W.E. and THORNBURN, T.H.: Foundation Engineering, New York,
1974
ROWE, P.W.: Stress-dilatancy, earth pressure and slopes, J.Soil Mech. Found. Div., ASCE,
89(3):37-61, 1963
SCHNAID, F.: In Situ Testing in Geomechanics, The main tests, ISBN I0: 0-415-43386
Abingdon, 2008, 329 s.
SCHNAID, F.: In situ test characterisation of unusual geomaterials. Proc. 2nd Int. Conf. on
Site Charact., Milpress, Porto, 1:49-74, 2004
SKEMPTON, A.W.: The bearing capacity of clays. Proc. Building Reseach Congress, 180189 s., 1951
SKEMPTON, A.W.: Standard penetration test procedures and effects in sands of overburden
pressure, relative density, particle size, aging and over consolidation, Géotechnique 36(3):
425-447 s., 1986
STN EN 1997–2: Navrhovanie geotechnických konštrukcií, Časť: 2 Prieskum a skúšanie
horninového prostredia, Slovenský ústav technickej normalizácie, 2008
66
STN EN 1998 – 1: Navrhovanie konštrukcií na seizmickú odolnosť, Časť 1: Všeobecné
pravidlá, seizmické zaťaženia a pravidlá pre pozemné stavby. Slovenský ústav technickej
normalizácie, 2005
STN EN ISO 22476-3: Geotechnický prieskum a skúšanie. Terénne skúšky. Časť 3:
Štandardná penetračná skúška, Slovenský ústav normalizácie, 2005
STROUD, M.A.: The standard penetration testing in insensitive clays and soft rocks. Proc.
2nd European Symp. on Penetration Testing, ESOPT-II, Amsterdam, AA Balkema
Publishers, 1: 367-375 s., 1974
STROUD, M.A.: The standard penetration test – its application and interpretation. Proc.
Geotech. Conf. On Penetration Testing in the UK, Thomas Telford, London, 89-95 s., 1988
STROUD, M.A. and BUTLER, F.G.: The standard penetration test and the engineering
properties of glacial materials, Symp. Engng Properties Glacial Materials, Midlands
Geotechnical Society, Birmingham, 117-128, 1975
SYKORA, D.W. and STOKE, K.H.: Correlations of in situ meansurements of shear wave
velocity, soil charakteristics and site conditions. Geotech. Report GR83-33, Dept. Div.
Engng, University of Texas, 1983
TEXEIRA, A.H.: Design and construction of foundations. Seminar on Special Found, Sao
Paulo, 1996
TOMLINSON, M.J.: Foundation Design and Construction. Pitman Publishing, 2:785, 1969
TURČEK, P., FRANKOVSKÁ, J., SÚĽOVSKÁ, M.:
Navrhovanie geotechnických
konštrukcií podľa Eurokódov. Bratislava: Inžinierske konzultačné stredisko Slovenskej
komory stavebných inžinierov, 2010. 160 s. ISBN 978-80-89113-76-7.
67
ANALÝZA TEPLOTNÍHO ZATÍŽENÍ DEFINITIVNÍHO OSTĚNÍ
DOPRAVNÍCH TUNELOVÝCH STAVEB
ANALYSIS OF THERMAL LOAD OF THE FINAL TRAFFIC TUNNELS
LINING
Lukáš Ďuriš1
ABSTRAKT
Navrhování definitivních ostění ražených tunelů je náročný úkol zejména pro stanovéní
vnějších vlivů na konstrukci. Statické působení závisí nejen na interakci tunelového ostění s
horninovým masivem ale také na vnějších zatíženích. Mezi významná zatížení patří také
klimatické podmínky. Cyklické působení venkovní teploty nerovnoměrně zatěžuje tunelové
ostění po celé délce tunelu. Tyto zatížení mohou tvořit až polovinu celkového zatížení. V
příspěvku budou prezentovány výsledky měření na definitivním ostění tunelu Klimkovice.
Výsledky monitoringu by měly sloužit pro návrh definitivních ostění. Vlivy klimatických
změn byly byly simulován i v matematickém modelu (MKP) na základě výsledků měření v
tunelu.
ABSTRACT
Designing the final lining of the tunnels is a challenging task especially for the determination
of external influences on the structure. Static effect depends not only on the interaction of
tunnel lining with rock mass but also on the external load. Among the significant loads also
includes climatic conditions. Cyclic operations outside temperature uniformly load tunnel
lining along the tunnel length. These loads may constitute up to half of the total load. The
paper presents the results of measurements on the lining Klimkovice. The monitoring results
should be used for the design of the final lining. The effects of climate change have also been
simulated in a mathematical model (FEM) based on measurement results in the tunnel.
1. Úvod
Návrh ostění dopravních tunelů obsahuje řadu požadavků, které ostění musí plnit po celou
dobu životnosti tunelu. Každé přerušení dopravy má vždy dalekosáhlé společenskoekonomické dopady. Řada těchto požadavků, například ukončení vývoje zatížení a zajištění
stability horninového masivu tunelovým ostěním, jsou naplněny po úspěšném dokončení
výstavby a předání tunelu do provozu. Existují zde některé faktory, které z krátkodobého
pohledu mají jen malou váhu, ale protože se jejich vliv postupně načítá, v dlouhodobém
časovém horizontu mohou významně ovlivňovat životnost díla. Reprezentantem těchto
činitelů jsou periodicky se opakující napěťové změny v tunelových ostěních způsobené
kolísáním teplot v tunelech. V zemích, jako je Česká republika, se čtyřmi ročními obdobími,
1
Ing. Lukáš Ďuriš, Ph.D., Katedra geotechniky a podzemního stavitelství, Fakulta stavební, VŠB-Technická
univerzita Ostrava, Ludvíka Podéště 1875/17, 708 33 Ostrava - Poruba, tel.: (+420) 597 321 948, e-mail:
[email protected].
68
které charakterizují rozdílné teploty a rovněž i kolísání teplot během dne, tento jev nelze
opominout a musí být zahrnut v návrhu při posouzení životnosti tunelových ostění.
Příspěvek prezentuje výsledky měření na ostění tunelu v Klimkovicích. Pro účely modelové
analýzy MKP teplotních vlivů byla použita data s extrémními teplotami. Modelem MKP bylo
stanoveno zatížení ostění od teplotních vlivů. Z výsledků výpočtů na matematickém modelu
MKP a dat získaných měřením na tunelovém ostění byly následně odvozeny a formulovány
doporučení pro návrh a posouzení vlivu změn teplot na stav napětí v tunelovém ostění.
Doporučení mohou přispět k návrhům nových konstrukčních řešení tunelových ostění,
zabránit vzniku poruch a zkrácení doby životnosti ostění a dále vést k úsporám přímých
nákladů za opravy a nepřímým ztrátám z příčin výluk provozu na dopravních tunelech [1, 2,
3].
2. Vyhodnocení měření teplot na tunelu Klimkovice
Pro detailní zhodnocení byla vybrána období s extrémními teplotami. Maximální teploty pro
letní období a minimální teploty pro zimní období. Extrémní hodnota vždy trvá jen krátkou
dobu a je ovlivněna zejména vnějšími klimatickými podmínkami a vnitřním prostředím.
Vnitřní prostředí ovlivňuje rychlostí proudění vzduchu a relativní vlhkost v tunelu. Při
přirozeném větrání se rychlosti v tunelu pohybují kolem 2 m/s, což může snížit teplotu až o
10°C.
Pro letní období byla vyhodnocena data s výskytem extrémních teplot vzduchu, a to v 7/2007.
Během tohoto období bylo dosaženo teploty vzduchu 29°C. Tato hodnota byla extrémní a
krátkodobá. Na obrázku č. 1 jsou vyneseny průběhy teplot na líci a na rubu v čase. Dále byla
vynesena střední hodnota těchto teplot, teplota vzduchu a teplota v masívu. Na druhé svislé
ose byla vynášena hodnota rozdílu mezi lícem a rubem v čase.
Ve sledovaném profilu označeném jako blok B90 ve staničení 142,174 km, který je asi 55 m
od severního portálu, byla zaznamenána nejvyšší teplota 29,46 °C ve vrcholu klenby. Takto
extrémní teplota byla zaznamenána pouze jeden den. Reakce betonového ostění, kdy teplotní
čidla jsou umístěna na ocelové výztuži, tzn. asi 5 cm od okraje, byla ve stejný okamžik
zaznamenána teplota 20,83°C na líci a na rubu 19,09°C. Průměrný rozdíl teplot mezi rubem a
lícem ostění za období byl 1,17°C. Teplota na líci při maximální teplotě vzduchu je ve všech
třech místech klenby je přibližně stejná, a to 20°C a na rubu je teplota proměnlivá od 19,09°C
v klenbě až po 18,14°C v patě klenby.
Obrázek č. 1 Detailní zpracování vývoje teploty v definitivním ostění, léto
Fig. 1. Detailed processing temperature trend in the final lining, summer
69
Obdobně jako v prvním bloku B90, tak i ve druhém sledovaném profilu označeném jako blok
B78 ve staničení 142,031km, který je asi 200 m od severního portálu. Nejvyšší teplota
vzduchu byla naměřena 28,31 °C ve vrcholu klenby. Rozdíl teplot mezi rubem a lícem
v betonovém ostění byl opět 1°C. Průměrný rozdíl teplot mezi rubem a lícem ostění za
hodnocené období byl 0,92°C.
Teploty hlouběji v tunelu byly nepatrně nižší i rozdíly teplot mezi rubem a lícem byly nižší
než u prvního bloku. Maximální teploty vzduchu byly dosaženy v odpoledních hodinách a
maxima v ostění v nočních hodinách se zpožděním. Zpoždění bylo u obou bloků stejné.
Maximální hodnota rozdílů mezi lícem a rubem ve sledovaném období je 3,22°C, průměrná
hodnota je 1,05°C. Podle tvaru křivek teplota na líci reagovala na změny teploty vzduchu
během dne a noci, ale u rubových hodnot tyto změny nejsou příliš patrné. Tyto změny jsou na
líci maximálně 3°C, na rubu maximálně 2 °C. U teploty vzduchu byl maximální rozdíl 9°C
(B90) mezi maximální denní teplotou a minimální noční teplotou. V průměru se rozdíl teplot
během dne pohyboval kolem 6°C.
V zimní období byly dlouhodobě nejnižší teploty zaznamenány v 2/2012. V delším časovém
úseku trvaly mrazy pod -10°C (měřeno v tunelu). Podle údajů z venkovních měřidel
dosahovaly teploty vzduchu až -20°C. Tyto nízké teploty přetrvávaly až 20 dní. Tato situace
se dá považovat za extrémní. Kromě vyhodnocení vnitřních teplot v tunelu byla k dispozici i
měření z provozu a řízení tunelů. Tato měření sledují např. teploty na portálech, ale i uvnitř
tunelu, nebo rychlost proudění vzduchu. Nejnižší naměřená teplota byla v tunelu -15,3°C.
Průměrná teplota se ve sledovaném období pohybovala kolem -9°C. Opět se potvrdil trend,
který naznačovala předchozí měření, a to že ostění není ochlazováno na teplotu vzduchu a
dochází k časové prodlevě. Zejména rozdíly teplot mezi rubem a lícem jsou velice malé. V
průměru se tyto rozdíly opět pohybují kolem 0,5°C. Ve spodní části klenby nad vozovkou
jsou rozdíly až dvojnásobně větší.
Obr. 2 Detailní zpracování vývoje teploty v definitivním ostění, zima
Fig. 2. Detailed processing temperature trend in the final lining, winter
Detailní graf zpracovaný pro období od 29. 1. 2012 do 17. 2. 2012 zaznamenává průběh teplot
pro měřený profil B 90 (obrázek č. 2). Teploty vzduchu v tunelu jsou zde porovnávány s
teplotou na portálu. Je vidět, že teploty vzduchu venku jsou až o pět stupňů nižší než vnitřní, a
70
to zejména v časných ranních hodinách, přes poledne jsou rozdíly menší. Průběh teplot venku
odpovídá průběhu uvnitř, tzn. při poklesu venkovní teploty, klesá i teplota vnitřní. Vnitřní
teploty dosahují svého minima s mírným zpožděním cca čtyři hodiny. Při postupném
ochlazování dochází k nárůstu rozdílu mezi rubem a lícem a při oteplováni jsou rozdíly
minimální. Denní rozdíly teplot vzduchu v tunelu mohou být až 8°C. Tento rozdíl vzniká
prakticky v průběhu dne změnou teplot během dne a noci. Definitivní ostění na tyto rozdíly
reaguje, ale velmi nepatrně. Teplota okolního masivu (měřena cca 1 m od primáru) také
reaguje na změnu venkovní teploty a reakce horniny má zpoždění cca 10dnů. Při obvyklých
teplotách se teplota v masivu hodně blíží teplotě sekundárního ostění.
Ve druhém sledovaném profilu (B78), který je vzdálenější od portálu, nejsou ve výsledcích
větší rozdíly. Minimální naměřená teplota vzduchu je -12°C. Z průběhu teplot vyplývá, že na
vzdálenějším profilu je teplota vzduchu v průměru o jeden stupeň vyšší, než na bližším
profilu. Po zpracování dalších záznamů od provozovatele tunelu byly vyhodnoceny teploty
podél tunelu. Teploty jsou odečítány ráno v 5:00. V této době by mělo být proudění vzduchu
pomalejší než přes den. Směr proudění vzduchu v tunelu není zaznamenán a může být
ovlivněn nucenou ventilací. Výškově je výše ostravský portál a přirozený proud vzduchu by
měl být od brněnského portálu k ostravskému, tedy v protisměru provozu levé tunelové
trouby (LTT). Ze záznamů je teplota vzduchu blíže brněnskému portálu vyšší než u
ostravského portálu. Teplota se postupně zvyšuje ve směru dopravy. Na obou portálech je
venkovní teplota téměř stejná.
Na rozdílech zimních teplot mezi rubem a lícem je vidět základní rozdíl mezi německou
drážní směrnicí, která uvažuje konstantní rozdíl mezi rubem a lícem 10°C. Předpokládaných 15°C v ostění uvnitř tunelu dle směrnice nebylo nikdy dosaženo, byť byly naměřeny teploty
vzduchu nižší. Přesto rozdíly mezi rubem a lícem jsou velice malé a potvrzují to i dosavadní
výsledky měření. Dále je z průběhu teplot patrné, že teplota uvnitř tunelu ovlivňuje definitivní
ostění, nicméně nikdy nedošlo k ochlazení líce výztuže na teplotu vzduchu. Teplota vzduchu
je měřená ve vrcholu tunelu, tedy v nejteplejším místě a snímač je vzdálen od líce jen několik
centimetrů a přesto jsou rozdíly obou teplot okolo 10°C. Největší podíl na tomto chování má
zřejmě teplota okolního masívu. Toto platí ovšem pouze při ochlazování, kdy se ostění
nestihne dostatečně rychle ochladit s klesající rychlostí teploty vzduchu. Naopak při
oteplování může být teplota vzduchu vyšší než teplota ostění. Záporná teplota na rubu ostění
může přispět k promrzání výztuže. V případě přítomnosti podzemní vody může docházet i k
jejímu mrznutí a dalšímu zatížení ostění vlivem objemových změn vody při změně
skupenství. Tento jev je nejčastěji pozorován u starých kamenných ostění. Záporné teploty na
rubu byly naměřeny pouze u profilu B90 (50m od portálu), u vzdálenějšího profilu (200m od
portálu) rub nepromrzá vůbec.
Zhodnocením průběhu teplot lze uvést některé závěry. Relativně vysoké hodnoty teplot
vzduchu (29°C) uvnitř tunelu vcelku nepodstatně ovlivňují velikosti teplot v horninovém
masivu za ostěním, kde v průběhu zvýšeného výskytu vnějších teplot je dosahován nárůst v
maximálních hodnotách 0,5-1°C a zvyšování teploty v hornině je plynulé. Maximální rozdíl
teplot v letním období na vnitřním a vnějším povrchu ostění dosáhl velikosti 1 - 3°C. Rozdíly
teplot vzduchu mezi dnem a nocí dosahovaly v průměru až 6°C a změny teplot v ostění věrně
kopírují tyto změny teplot vzduchu se zpožděním. Pro zimní teploty lze obecně uvést
prakticky shodné závěry, protože max. rozdíl teplot dosáhl velikosti 1,5°C. Průběhy rozdílů v
oblasti záporných hodnot vzduchu věrně kopírují změny teploty vzduchu prakticky bez
teplotního zpoždění. Denní rozdíly teplot vzduchu byly menší, do 4°C. Teploty v ostění cca
200 m od portálu jsou již kladné. Teploty podél tunelu jsou ovlivňovány prouděním vzduchu
(max. 5 m/s). Teplotní rozdíl po délce tunelu odpovídá cca 1°C/100m (ověřeno při zimních
teplotách). Teplota se snižuje (v zimě) směrem do tunelu a v létě se teplý vzduch ochlazuje.
71
3. Srovnání naměřených výsledků v numerickém modelu
Nasbírané výsledky měření na tunelu Klimkovice přinesly velké množství dat. Tyto data byly
ověřovány pomocí numerických modelů. Pro výpočty byly voleny celkem dva výpočetní
systémy. Při výpočtu teplot, jejich průběhů v ostění a zatížení od teplotního pole, bylo využito
programového systému CESAR – LCPC, 2D modul. Druhý výpočetní systém byl využit při
modelování tunelového pásu definitivního ostění tunelu. Pro tento výpočet byl zvolen
výpočtový program Midas GTS. Modelování bylo prováděno pomocí metody konečných
prvků jak na osově symetrickém modelu ostění tunelu tak na reálném 3D modelu. Do
geometrie modelu byla zahrnuta i spodní klenba a vozovka v tunelu. Klenba tunelu byla
proměnlivé tloušťky od 36 cm ve vrcholu klenby, v místě napojení na protiklenbu je šířka
klenby 60 cm. Pro srovnání výsledku bylo teplotní zatížení definováno předepsanou teplotou
dle normy (směrnice DS 853) a dle výsledků měření [4]. Hodnoty teploty byly zadávány na
rub a líc povrchu ostění. Referenční teplota byla volena jako běžná teplota +15°C. Pro
modelování průběhu teplot v ostění (teplotní pole) byl volen výpočet ve 24 krocích
s intervalem 3600 s. Během této doby se teploty v průřezu ustavily v závislosti na zadaných
okrajových podmínkách (obrázek č. 3).
Obr. 3. Výsledné teplotní pole v ostění pro letní a zimní období
Fig. 3. The resulting temperature field in the lining for summer and winter
Pokud bude líc ostění ohříván nebo ochlazován venkovním vzduchem, pravděpodobně
nedojde ke stejné změně i na rubu konstrukce. Průběh teploty v ostění je zásadně dán
součinitelem teplotní vodivosti betonu a tloušťkou ostění a nemůže být určen konstantní
hodnotou, jako to předpokládá drážní směrnice. Rubová teplota je ovlivněna okolním
masívem, který podle měření má nižší (léto) nebo vyšší (zima) teplotu než konstrukce. Z
měření bylo prokázáno, že rozdíl mezi rubem a lícem není tak velký jak předpokládá směrnice
DS 853. Toto rozdělení teplot v klenbě bylo načteno ze souboru do modelu umožňující
výpočet napěťo-deformačních změn. Při výpočtu napětí se uvažuje s teplotním součinitelem
roztažnosti materiálu ( = 5.10-6 1/C°). Ve výsledcích napěťo-defomačního stavu se dají
vyhodnotit průběhy napětí a deformací v klenbě, ale také průběh vnitřních sil v klenbě.
Z těchto modelů byly vyhodnocovány vždy hlavní napětí v celém průřezu, totální posuny na
střednici klenby, ohybové momenty na střednici klenby a normálové síly na střednici klenby.
Největší posuny jsou v patě klenby a nejmenší ve vrcholu. Nižší hodnoty totálních posunů
vykazuje model pro směrné hodnoty. Hodnoty totálních posunů jsou celkově od 0,3 mm do
1,2 mm. Dále je vyhodnoceno hlavní napětí S1. Extrémní hodnoty hlavních napětí jsou
kumulovány do paty klenby v její vnější části. V této části paty klenby je vysoká koncentrace
tahových namáhání (až 12 MPa). Důvodem takto vysokého tahového napětí může být
samotná síť MKP nebo načtené hodnoty teplotní zatížení z externího souboru. Z hlediska
posouzení na tlakové namáhání horní klenby jsou výsledky pro oba modely téměř shodné a
největší zatížení tlakem je cca 5,0 MPa. Rozdílná je pozice extrémní hodnoty, kdy u
72
měřených teplot je extrém v patě klenby z rubové části a u směrných hodnot zatížení je
extrém na licní straně klenby v její spodní části (cca 2 m nad obslužným chodníkem). Horní
část klenby na rubové straně je zatížena tahovým napětím.
Obdobné srovnání bylo provedeno také pro zimní teploty, kdy model klenby tunelu byl
zatížen naměřenou teplotou a směrnými hodnotami. Oproti letním teplotám je u měřených
teplot maximální hodnota totálních posunů (utot,max = 0,3mm) menší než u směrných hodnot
(utot,max = 0,58mm). Toto platí také pro hlavní napětí S1, kdy maximální tlaková hodnota pro
měřené teploty je -0,49 MPa u směrných hodnot je to -1,14 MPa. Při srovnání tahových napětí
je výrazně více zatížen líc klenby u směrných hodnot teplot (max = 2,56 MPa). U měřených
teplot je nejvíce zatížena horní lícní část klenby (max = 0,49 MPa). Dosažené výsledky byly
vyneseny pro přehlednost do jednotlivých grafů, shrnující průběhy totálních posunů a napětí.
Obr. 4. Totální posuny na střednici klenby tunelu
Fig. 4. Total displacements on the center tunnel vault
Obr. 5. Hlavní napětí na střednici klenby tunelu
Fig. 5. Principal stress on the center tunnel vault
73
Průběh totálních posunů na střednici průřezu je zobrazen na obrázku č. 4. Plnou čarou jsou
vyneseny hodnoty pro zatížení měřenými teplotami a čerchovanou čarou jsou posuny pro
směrné hodnoty. Srovnání hlavních napětí na střednici tunelu je zobrazeno na obrázku č. 5.
Letní hodnoty jsou vyneseny plnou čarou a zimní jsou čárkovaně. Letní hodnoty se opět téměř
shodují. Větší část klenby je zatížena tlakem, pouze v patě klenby jsou lokální extrémní
hodnoty. U zimních teplot je vidět pokles hodnoty hlavního napětí. V průměru pokles o 45%.
Při velkém rozdílu teplot, které je uvažováno u směrných hodnot, je klenba více namáhána
tahem (max. = 0,5 MPa). U měřených teplot je celá klenba zatížena tlakovým napětím (v
průměru -0,13 MPa).
Programový systém CESAR umožňuje výpočet vnitřních sil v definovaném řezu. Z výsledků
ohybových momentů je vidět rozdíl mezi měřenými a směrnými hodnotami. V průměru pro
letní hodnoty byl pokles 60%. U zimních teplot to je dokonce 72%, bez uvažování extrémních
hodnot v patě klenby. Tyto extrémy jsou zřejmě dány vysokou koncentrací napětí. Pro
normálové síly takové rozdíly neplatí. U letních teplot jsou rozdíly zanedbatelné. Největší
normálové síly jsou opět v patě klenby, obdobně jako u momentů a pouze u letních teplot. U
zimních teplot jsou rozdíly větší v průměru o 80%.
K tomuto tématu byl zpracován i prostorový model tunelového pásu definitivního ostění.
Výsledky zde nejsou detailně popsány. Lze jen konstatovat, že prostorový model potvrdil
chování plošného modelu.
4. Závěr
Měření teplot a poměrných deformací v ostění tunelu Klimkovice jasně prokázalo jejich
smysl a jejich potřebu pro exaktní vyhodnocení vlivu periodických změn oteplování a
ochlazování tunelového ostění klimatickými jevy. Získané poznatky rozvíjí a upřesňují pohled
na vývoj, rozložení a hodnoty teplotního pole v tunelovém ostění. Výsledky měření teplot
poskytují okrajové podmínky pro statické řešení ostění. Výsledky výpočtů na matematickém
modelu vykazují rozdíly při zatížení skutečnými hodnotami z měření a hodnotami danými
směrnicí DS 853. Cílem příspěvku bylo shrnutí a analýza doposud nasbíraných dat z měření
na tunelu Klimkovice v rámci monitoringu sekundárního ostění. Dlouhodobé sledování
vývoje deformací a teplot v ostění nabízí možnost upravit postup při návrhu definitivních
ostění. Nutnost poznání chování konstrukce sekundárního ostění dokladuje i rozšíření těchto
měření na další stavby.
Poděkování
Příspěvek byl zpracován za podpory programu Centra kompetence Technologické agentury
České republiky (TAČR) v rámci projektu Centrum pro efektivní a udržitelnou dopravní
infrastrukturu (CESTI), číslo projektu TE01020168.
Literatura
[1] ĎURIŠ, L., ALDORF, J. Evaluation of the Klimkovice Tunel secondary lining
temperature measurement results. In Transport and City Tunnels - Underground
construction Prague 2010. Prague : Czech Tunelling Association ITA/AITES. 2010, s.
587-593
[2] ALDORF, J., ĎURIŠ, L., HRUBEŠOVÁ, E., VOJTASÍK, K., GÉRYK, J. Změny a
sledování teplot v dopravních tunelech. Sborník vědeckých prací Vysoké školy báňské Technické univerzity Ostrava, řada stavební, 2008, roč. 8, č. 1, s. 229-234. ISBN 12131962
[3] ĎURIŠ, L., ALDORF, J., HRUBEŠOVÁ, E., VOJTASÍK, K., GÉRYK, J. Vliv
teplotních změn na napjatost v ostění podzemních děl. In Geotechnika 2008
74
[4]
Geotechnics, konštrukcie, technológie a monitoring - zborník 12. medzinárodnej
konferencie. Stupava (Slovakia): ORGWARE. 2008, s. 349-354.
Deutsche Bahn Richtlinie 853. Eisenbahntunnel planen, bauen und instand halten.
Platná od 1. 6. 2002
75
STANOVENIE INDEXOVÝCH VLASTNOSTÍ SPRAŠOIDNÝCH ZEMÍN
DYNAMICKOU PENETRÁCIOU LOKALITY TRNAVY
ESTIMATE OF INDEX PROPERTIES OF LOESSOID SEDIMENTS BY
DYNAMIC PENETRATION TEST ON LOCATION TRNAVA
Matúš Gatial1
ABSTRAKT
Príspevok sa zaoberá dynamickou penetračnou skúškou (DPT) ako doplnkovou poľnou
metódou inžinierskogeologického prieskumu, pomocou ktorej zisťujeme vybrané indexové
alebo mechanické vlastnosti najmä nesúdržných zemín a rozhrania vrstiev. Základný údaj
z priebehu DPT je počet úderov potrebný na vniknutie súpravy penetračných tyčí na
predpísanú hĺbku (zvyčajne 10 alebo 20 cm). Z počtu úderov sa použitím vzorca podľa
Bondarika a Vojcechovského stanoví dynamický penetračný odpor qdyn. Cieľom štúdie je
stanoviť nové korelačné závislosti indexových vlastností sprašoidných typov zemín veku
Würm na území mesta Trnavy. Lokalizácia prieskumu je viazaná na sprašový profil
severozápadnej časti Trnavy ako časti Trnavskej pahorkatiny.
ABSTRACT
The Article deals with a dynamic penetration test (DPT) a field survey method of engineering
geological investigation by which being surveyed their selected physical or mechanical
properties and layers interface are investigated. In survey by DPT the number of strokes is
recorded required for penetration of rods of a specified length (as a rule 10 – 20 cm). A
measured characteristic is a specific dynamic penetration resistance qdyn determinate from
number of strokes by Bondarik-Vojcechov formula. A goal of the study is an investigation of
the dynamic penetration and a new correlation analysis of selected physical properties of loess
and loess similar sediments about the age Würm in a chosen part of the Danubian Lowland.
Location of the survey is bound to the loess geological profile in north-west part of the city
Trnava as a part of the Danubian Lowland.
1. Úvod
Terénny prieskum ako etapa podrobného prieskumu má zahŕňať vŕtanie alebo odkopy
na odber vzoriek, meranie HPV a terénne skúšky (STN EN 1997-2, 2008). Jednou z terénnych
skúšok je DPT (metóda je založená na schopnosti zemín klásť rôzny odpor proti
dynamickému vnikaniu sútyčia opatreného hrotom v závislosti od ich litologického zloženia
a geotechnických vlastností), (MATYS a kol., 1990; EN ISO 22476-2, 2005). V práci sa
pojednáva o korelačných závislostiach sprašoidných typov zemín Würm zistených pre
lokalitu severozápadnej Trnavy. Cieľom práce je determinovať také korelačné vzťahy, aby
mali rozsah pôsobnosti nielen pre štadiálny typ povrchovej spraše Würm 3, ale aj pre staršie
1
Ing. Matúš Gatial, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU v Bratislave, Radlinského 11, 813 68 Bratislava,
tel.: 02/59274278, e-mail: [email protected]
76
typy spraší, najmä veku Würm (interštadiálny typ Würm 2/3, Würm 2, poprípade staršie).
2. Inžinierskogeologické pomery na hodnotenom území mesta Trnavy
Na obr. 1 je znázornené plošné rozšírenie spraší na území Západného Slovenska, kde
tento sediment eolického pôvodu má aj najväčšie rozšírenie. Trnavská sprašová tabuľa patrí
svojou rozlohou a hrúbkou sprašových pokryvov k jednému za najväčších sprašových
komplexov tohto regiónu. Jej plošná rozloha je 726 km2, priemerná hrúbka spraší je 18 m
a max. hrúbka dosahuje 35 m v okolí mesta Chtelnice.
Na geologickej stavbe hodnoteného územia (severozápadná časť Trnavy) sa podieľajú
kvartérne a neogénne sedimenty (PUCHÝ, 1990). Kvartér reprezentujú miestami navážky,
eolitické sedimenty a fluviálne sedimenty Dunaja a Váhu (CHMELÍK a kol., 1977). Pod
antropogénnymi sedimentmi sa nachádza súvislá pokrývka spraší a sprašových siltov, ktoré sú
prevažne würmského, čiastočne risského veku (PUCHÝ, 1990).
Obr. 1. Výskyt spraší na území západného Slovenska spracované podľa Rybárovej a Šajgalíka
(ŠAJGALÍK a kol., 1983)
Fig. 1. Outcrop of loess sediments in west Slovakia
(ŠAJGALÍK et al., 1983)
Obalové krivky pre riešené územie sú znázornené na obr. 2. Zrnitostné zloženie sa pre
jednotlivé frakcie pohybuje v intervaloch:
 íl (0,001 – 0,002 mm) ≈ 9 – 22 %,
 silt (0,002 – 0,063 mm) ≈ 52 – 81 %,
 piesok (0,063 – 2,0 mm) ≈ 10 – 26 %.
Ako uvádza (ŠAJGALÍK a kol., 1973) charakteristický obsah prachových častíc od
0,063 do 0,005 mm sa na území Trnavskej tabule pohybuje v objeme od 50 do 85 % s
priemernou hodnotou 62,6 %, čo dokazujú aj spracované výsledky. Obalová krivka zrnitosti
vykazuje zvýšenú hodnotu piesčitej frakcie (až do 26 %) a obsah frakcie od 0,063 do 0,005
mm na skúmanom území je 52 až 81 % (aktuálne spracovanie výsledkov).
77
128
8,0
2,0
1,0
0,25
0,063
0,01
0,005
0,002
ŠTRK
PIESOK
32
SILT
ÍL
0,001
OBSAH ZŔN V % HMOTNOSTI
100
90
80
70
60
50
40
30
20
10
0
VEĽKOSŤ ZŔN V mm
Obr. 2. Obalové krivky zrnitosti sprašových zemín hodnotenej lokality (spracované
z archívnych prác: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond SR)
Fig. 2. Granding curve of soil´s envelope locations Trnava (adaptation from archival data:
ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond)
Na obr. 3 je znázornený typický inžinierskogeologický rez s vrstvou antropogénnych
sedimentov. Antropogénne sedimenty sa na území nachádzajú v nevýraznej hrúbke okolo 0,5
m. Pod nimi sú vrstvy spraší a na báze kvartérnych sedimentov sa vyskytujú štrky. Podzemná
voda sa nachádza v úrovni 19,0 m p.t. Hrúbka sprašového komplexu sa pohybuje okolo 13,0
m. Hrúbka štrkov je približne 10,0 až 15,0 m.
TERÉN
0,3
1,0
V7
V23
Navážka
0,3
1,3
F5/M L
V8
Navážka
0,3
1,1
F5/M L
4,7
F5/M L
4,9
F5/M I
5,4
F5/M I
7,3
8,6
F5/M L
F5/M L
10,0
11,2
12,7
F5/M L
HPV=18,5m
15,5
19,0
F2/CG
HPV=19m
G2/GP
G3/G-F
F6/CI
F6/CI
17,5
F5/M I
7,8
F5/M L
10,8
11,4
Navážka
18,5
10,0
18,5
G2/GP
20,0
G2/GP
Obr. 3. Geologický rez skúmaným územím (spracované z archívnych prác: ŠGÚDŠ
Bratislava, Geofond SR)
Fig. 3. Engineering geological region cross section at Trnava (adaptation from archival data:
ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond)
3. Rozsah a metodika prieskumných prác na hodnotenom území
Na stavenisku, resp. pozdĺž budúcich trás ciest boli vykonané strojové vrty (spolu 67
kusov) do hĺbky max. 20,0 m a 11 kopaných sond. Celkovo bolo odobraných 90
78
neporušených vzoriek a 245 porušených vzoriek. Treba zdôrazniť, že rozsah laboratórneho
prieskumu bol minimálny. Na doplnenie údajov o uľahnutosti nesúdržných zemín
a spresnenie hraníc jednotlivých vrstiev bolo vykonaných 16 dynamických penetračných sond
do hĺbky 15,0 m. Tie boli sondované súpravou švédskej firmy BORROS, podľa normy DIN
4094 (2001) – obr. 4. Trenie na súprave tyčí bolo merané momentovým kľúčom. Vznikalo
prevažne od 4,0 m p. t. a okolo hĺbky 8,0 m bolo stále veľmi nízke. Penetračné sondy boli
v blízkosti budúcich opôr mostov a vrtných prác (BLAŽO a kol., 1987; OBERT, 2003, 2005).
V ý ška pád u
h=50cm
V ýšk a p ád u
h=50cm
90 °
3 5 ,6
mm
H m o t. b a ra n a
50kg
Páka
K o v a d lin a
43,7
mm
K o v a d lin a
43,7
mm
h1
35,6
mm
35,6
mm
50cm+h1
H m o tn o sť b a ra n a
10kg
O d is ť o v a c ie
z a ria d e n ie
22 m m
32 m m
P e n e tra č n ý
h ro t
90 °
P e n e tra č n ý
h ro t
4 3 ,7
mm
Obr. 4 Schéma ľahkej a ťažkej dynamickej penetračnej sondy spolu s parametrami prístrojov
(STN EN ISO 22476-2, 2005, DIN 4094, 2001)
Fig. 4 Portable and heavy dynamic penetration equipment along with equipment parameters
(STN EN ISO 22476-2, 2005, DIN 4094, 2001)
4. Postup spracovania údajov
Medzi výsledkami skúšok dynamickej penetračnej skúšky resp. meraným
dynamickým penetračným odporom a laboratórnymi skúškami bola zisťovaná korelačná
závislosť. Matematická závislosť medzi premennými môže byť lineárna, alebo nelineárna,
resp. vo forme exponenciálnej, logaritmickej, polynomickej a inej (KALINA a kol., 2010).
Vstupné hodnoty pre štatistické vyhodnotenie boli zhromaždené výlučne z archívnych
zdrojov ŠGÚDŠ Bratislava a podliehali obmedzujúcim podmienkam pri ich výbere:
 hodnoty z hĺbky sprašovej vrstvy 1,5 až 6,0 resp. 7,5 m,
 vylúčenie blízkosti iného litologického typu kvôli zvýšeniu alebo zníženiu N10,
 hodnoty museli byť namerané nad hladinou podzemnej vody,
 hodnoty N10 bez plášťového trenia, alebo s max. plášťovým trením Mv = 10 Nm,
 použité prístroje boli výlučne ťažkého typu DPH.
Výsledkom dynamickej penetračnej skúšky je počet úderov na 10 alebo 20 centimetrovú
penetráciu (N10 alebo N20). Z počtu úderov sa následne stanovil výsledný dynamický
79
penetračný odpor qdyn zeminy. Na výpočet dynamického penetračného odporu existuje mnoho
rôznych vzorcov, ktoré sú značne od seba odlišné (MATYS a kol., 1990). V predkladanej práci
bol použitý Vojcechovského – Bondarikov vzorec (1) na určenie dynamického penetračného
odporu.
Qh
Qq F
qdyn 


(1)
q
A
A
As (1  )
Q
kde: Q je váha barana [kN],
q – tiaž súpravy tyčí, kovadliny a hrotu v príslušnej hĺbke, kde určujeme qdyn [kN],
h – výška pádu barana [m],
A – plocha priečneho rezu hrotu [m2],
s – zarazenie hrotu 1 úderom [m],
F – trenie medzi súpravou tyčí a zeminou [kN].
Vyhodnotenie výsledkov dynamických penetračných skúšok je zložité a pri ich
vyhodnocovaní treba mať dostatočné skúsenosti (OBERT, 1974). Pri vyhodnocovaní treba
zohľadniť mnoho vplyvov, ktoré pôsobia na výsledné hodnoty N10, resp. qdyn. Výsledky môžu
byť ovplyvnené nasledujúcimi faktormi:
 geotechnické vplyvy spôsobené závislosťou penetračného odporu na šmykovej
pevnosti zeminy a na úrovni napätia v hĺbke penetrácie,
 prístrojové vplyvy (STN EN ISO 22476-2, 2005).
5. Výsledné korelačné vzťahy
Zo získaných hodnôt, ktoré boli spracované z dostupných inžinierskogeologických
správ z archívnych zdrojov, sú vyjadrené nasledujúce korelačné vzťahy na určenie
geotechnických vlastností sprašoidných zemín. Z obr. 5 je zrejmé, že so zmenou hĺbky resp.
typu spraše sa mení aj prirodzená vlhkosť a rozdiely v jej množstve sú väčšie, ak sa jedná
o interštadiálne spraše (Würm 2/3, Würm 1/2).
prirodzená vlhkosť
wn [%]
19
18
17
16
15
14
13
12
W3
W2
W1
R2
R1
M
W2/3 W1/2 R/W
R1/2
M/R
typ spraší
Obr. 5. Priemerné hodnoty prirodzenej vlhkosti vo vzťahu k vyčleneným typom spraší (W Würm, R - Riss, M - Mindel), (plná čiara, bodky: štadiálne spraše; čiarkovaná čiara,
trojuholníky: interštadiálne a interglaciálne spraše), (spracované podľa ŠAJGALÍK a kol., 1983)
Fig. 5. Average value of natural moisture in relation to the type of loess (W - Würm, R - Riss,
M - Mindel), (adaptation according to ŠAJGALÍK et al., 1983)
80
Nižšími hodnotami priemernej prirodzenej vlhkosti sa vyznačujú glaciálne typy spraší.
Interglaciálne a interštadiálne typy spraší sú charakteristické vyššou prirodzenou vlhkosťou
(priemerne o 1,5 %). Najnižšou prirodzenou vlhkosťou sa väčšinou vyznačujú povrchové
spraše Würm 3, tesne pod terénom. Ich najnižšia vlhkosť je spôsobená zmenou vlhkosti od
klimatických pomerov, predovšetkým vysychaním materiálu.
Kombináciou povrchových spraší typu Würm 3 a spraší z väčších hĺbok (4,0 – 6,0
resp. 7,5 m) je vytvorený komplexnejší typ grafu zahŕňajúci minimálne dva typy spraší
(Würm 3 a Würm 2/3) – obr. 6. Predpokladám, že v dôsledku pedogenetických procesov
a resedimentácie spraší sa uplatňuje chemické zvetrávanie karbonátov a siltovitej zložky
(ŠALGALÍK a kol., 1973) a tým sa aj mení štruktúrna pevnosť spraší. Glaciálny typ spraše
Würm 3 s vyšším obsahom uhličitanov a nižším obsahom vody bude tvoriť pravú časť grafu
na obr. 6 a interglaciálne typy (Würm 2/3, 1/2) s nižším obsahom prirodzenej vlhkosti a
nižším obsahom karbonátov budú tvoriť ľavú časť grafu.
Pri výbere typu grafu na určenie prirodzenej vlhkosti je zvolený logaritmický priebeh
závislosti. Vychádza z predpokladu, že pri zvyšovaní prirodzenej vlhkosti sa nebude výrazne
meniť pevnosť, resp. dynamický penetračný odpor. Preto logaritmické zakrivenie grafu bude
presnejšie vystihovať priebeh prirodzenej vlhkosti ako lineárny vzťah.
Korelačný vzťah na určenie vlhkosti s tesnosťou vzťahu R = 0,82 a počtom hodnôt nh = 37 je
spracovaný na obr. 6.
prirodzená vlhkosť wn
27
prirodzená vlhkosť wn [%]
25
wn = -9,016ln(qdyn ) + 31,075
R² = 0,8162
23
21
19
17
15
13
11
9
0
2
4
6
8
dynamický penetračný odpor qdyn [MPa]
10
Obr. 6. Korelačná závislosť určenia prirodzenej vlhkosti z dynamického penetračného odporu
(spracované z archívnych prác: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond SR)
Fig. 6. Correliation between natural moisture and dynamic penetration resistance (adaptation
from archival data: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond)
Na obr. 7 sú uvedené priemerné hodnoty čísla konzistencie vo vzťahu k typom spraší
Podunajskej nížiny. Vidieť značnú odlišnosť čísla konzistencie spraše typu Würm 3 od
interglaciálneho typu Würm 2/3. Kombináciou viacerých typov spraší bol vytvorený
korelačný vzťah na stanovenie čísla konzistencie IC z dynamického penetračného odporu qdyn
(obr. 8). Sklon grafu zodpovedá predpokladu, že čím je nižšia hodnota čísla konzistencie, tým
je nižší dynamický penetračný odpor. Pri hodnote dynamického penetračného odporu qdyn =
1,0 MPa je číslo konzistencie IC = 0,70. Hodnotu čísla konzistencie IC = 1,45 možno
81
dosiahnuť z lineárneho grafu pri hodnote qdyn = 8,0 MPa. Získanie hodnôt IC z grafu dobre
vystihuje lineárny priebeh závislostí veličín (obr. 8).
číslo konzistencie
IC [-]
1,6
1,5
1,4
1,3
1,2
1,1
1,0
0,9
W3
W2
W1
R2
R1
M
W2/3 W1/2 R/W R1/2 M/R
typ spraší
Obr. 7. Priemerné hodnoty čísla konzistencie vo vzťahu k vyčleneným typom spraší (W Würm, R - Riss, M - Mindel), (plná čiara, bodky: štadiálne spraše; čiarkovaná čiara,
Fig. 7. Average value of consistency in relation to the type of loess (W - Würm, R - Riss, M Mindel), (adaptation according to ŠAJGALÍK et al., 1983)
Korelačný vzťah zistenia čísla konzistencie s tesnosťou vzťahu R = 0,74 a počtom hodnôt nh
= 34 má spracovaný priebeh na obr. 8.
číslo konzistencie IC
2,1
číslo konzistenice IC [-]
1,9
IC = 0,1077qdyn + 0,595
R² = 0,7351
1,7
1,5
1,3
1,1
0,9
0,7
0
2
4
6
8
10
Obr. 8. Korelačná závislosť určenia čísla konzistencie z dynamického penetračného odporu
Fig. 8. Correliation between consistency and dynamic penetration resistance (adaptation from
archival data: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond)
82
Všeobecne je stupeň nasýtenia Sr v sprašiach nižší ako v iných typoch súdržných
zemín, resp. interglaciálnych a interštadiálnych sprašiach (ŠAJGALÍK a kol., 1983). Vidieť to aj
z obr. 9, kde sa stupeň nasýtenia zvyšuje v závislosti od zmeny typu spraše, resp. hĺbky
výskytu. Zároveň sa zvyšuje podiel ílovitej frakcie.
stupeň nasýtenia
Sr [%]
100
90,0
80,0
70,0
60,0
50,0
40,0
W3
W2
W1
R2
R1
M
W2/3 W1/2 R/W
R1/2
M/R
typ spraší
Obr. 9. Priemerné hodnoty stupňa nasýtenia vo vzťahu k vyčleneným typom spraší (W Würm, R - Riss, M - Mindel), (plná čiara, bodky: štadiálne spraše; čiarkovaná čiara,
Fig. 9. Average value of degree of saturation in relation to the type of loess (W - Würm, R Riss, M - Mindel), (adaptation according to ŠAJGALÍK et al., 1983)
Korelačný vzťah zistenia stupňa nasýtenia s tesnosťou vzťahu R = 0,61 a počtom hodnôt
nh = 11 má vyhodnotený tvar na obr. 10.
stupeň nasýtenia Sr
100
stupeň nasýtenia Sr [%]
90
80
70
60
50
Sr = -11,173qdyn + 121,99
R² = 0,6098
40
30
0
2
4
6
8
Obr. 10. Korelačná závislosť stanovenia stupňa nasýtenia z dynamického penetračného
odporu (spracované z archívnych prác: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond SR)
Fig. 10. Correliation between degree of saturation and dynamic penetration resistance
83
(adaptation from archival data: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond)
Na vytvorenie korelačného vzťahu stanovenia stupňa nasýtenia z dynamického
penetračného odporu je použitý veľmi malý počet údajov (nh = 11). Z toho dôvodu je tento
vzťah zatiaľ len orientačný (obr. 10). Predpokladám, že priebeh zvyšovania stupňa nasýtenia
v závislosti od dynamického penetračného odporu najlepšie vystihuje lineárna závislosť.
číslo plasticity
I P [%]
38
34
30
26
22
18
14
10
W3
W2
W1
R2
R1
M
W2/3 W1/2 R/W R1/2
M/R
typ spraší
Obr. 11. Priemerné hodnoty čísla plasticity vo vzťahu k vyčleneným typom spraší (W Würm, R - Riss, M - Mindel), (plná čiara, bodky: štadiálne spraše; čiarkovaná čiara,
Fig. 11. Average value of plasticity in relation to the type of loess (W - Würm, R - Riss, M Mindel), (adaptation according to ŠAJGALÍK et al., 1983)
Plastické vlastnosti zeminy sú závislé od ich mineralogického a zrnitostného zloženia
(ŠAJGALÍK a kol., 1973). So zmenou typu spraší, ktoré boli postihnuté pedogenetickými
procesmi chemického zvetrávania a resedimentácie sa mení číslo plasticity a medza tekutosti.
Či už sa jedná o interglaciálne a interštadiálne spraše postihnuté intenzívnejším zvetrávaním,
alebo o štadiálne spraše procesom zvetrávania menej postihnuté; všetky menia svoju plasticitu
so zmenou hĺbky. Zloženie glaciálnych spraší znižuje možnosť viazať väčšie množstvo vody
v dôsledku prevahy siltovitej frakcie (POLÁČEK, 1970). Tým majú pomerne malú plasticitu.
Pri interglaciálnych sprašiach je hodnota čísla plasticity vyššia z dôvodu zvýšeného množstvo
ílovitej zložky. Názorne je vidieť zmenu čísla plasticity v závislosti od zmeny typu spraše,
resp. hĺbky na obr. 11.
Sklon čiary na určenie čísla plasticity zodpovedá predpokladu, že čím je vyššia
hodnota čísla plasticity, tým je nižší dynamický penetračný odpor. Hodnota dynamického
penetračného odporu qdyn = 1,0 MPa zodpovedá číslo plasticity IP = 18 %. Hodnotu čísla
plasticity IP = 12 % možno dosiahnuť pri hodnote qdyn = 8,0 MPa. Tento rozptyl čísla
plasticity (obr. 12) nie je zreteľný a vzťah možno preto považovať za orientačný.
Priebeh grafu čísla plasticity je logaritmický, tak ako pri grafe na stanovenie
prirodzenej vlhkosti. Vychádzam z predpokladu, že pri zvyšovaní čísla plasticity sa nebude
výrazne meniť pevnosť, resp. dynamický penetračný odpor a pri nízkych hodnotách sa číslo
plasticity bude zvyšovať zvýšenou mierou ako pri vyšších hodnotách dynamického
penetračného odporu.
84
Korelačný vzťah stanovenia čísla plasticity s tesnosťou vzťahu R = 0,34 z počtu hodnôt nh =
34 je vyhodnotený na obr. 12.
číslo plasticity IP
22
číslo plasticity IP [%]
20
IP = -4,02ln(qdyn ) + 21,095
R² = 0,3364
18
16
14
12
10
8
2
4
6
8
10
Obr. 12. Korelačná závislosť čísla plasticity z dynamického penetračného odporu (spracované
z archívnych prác: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond SR)
Fig. 12. Correliation between plasticity index and dynamic penetration resistance (adaptation
d
[g/m3]
suchá objemová hmotnosť
0
1,75
1,70
1,65
1,60
1,55
1,50
1,45
1,40
W3
W2
W1
R2
R1
M
W2/3 W1/2 R/W
R1/2
M/R
typ spraší
Obr. 13. Priemerné hodnoty suchej objemovej hmotnosti vo vzťahu k vyčleneným typom
spraší (W - Würm, R - Riss, M - Mindel), (plná čiara, bodky: štadiálne spraše; čiarkovaná
čiara, trojuholníky: interštadiálne a interglaciálne spraše), (spracované podľa ŠAJGALÍK a kol.,
1983)
Fig. 13. Results of average value of dry unit weight to the type of loess (W - Würm, R - Riss,
M - Mindel), (adaptation according to ŠAJGALÍK et al., 1983)
Objemová hmotnosť v prirodzenom uložení je závislá na pórovitosti a vlhkosti
85
(POLÁČEK, 1970). Zmenou vlhkosti a sedimentácie sa mení aj objemová hmotnosť. Túto
zmenu badať na profiloch v Trnave, kde objemová hmotnosť spraší od povrchu smerom do
hĺbky stúpa. Je to dané vyšším percentuálnym zastúpením ílovitej zložky. Zvýšenú ílovitú
frakciu majú najmä interglaciálne spraše W2/3, W1/2 atď. Smerom do väčších hĺbok spolu so
zmenou typu spraší na Riss až Mindel sa objemová hmotnosť ďalej zvyšuje. Zmenu
objemovej hmotnosti so zmenou typu spraše je názorne vidieť na obr. 13.
Korelačný vzťah na stanovenie suchej objemovej hmotnosti z dynamického
penetračného odporu je orientačný, lebo počet dát vstupujúcich do hodnotenia závislostí je
malý (nh = 16 údajov). Typ grafu na určenie suchej objemovej hmotnosti je zvolený lineárny,
po výbere rôznych priebehov bol rozdiel medzi logaritmickým, exponenciálnym a lineárnym
minimálny.
Korelačný vzťah určenia suchej objemovej hmotnosti s tesnosťou vzťahu R = 0,59 a počtom
hodnôt nh = 16 je na obr. 14.
suchá objemová hmotnosť ρd [kg/m3]
suchá objemová hmotnosť ρd
1,75
1,7
ρd = -0,0225qdyn + 1,7246
R² = 0,5865
1,65
1,6
1,55
1,5
1,45
0
2
4
6
8
10
Obr. 14. Korelačná závislosť určenia suchej objemovej hmotnosti z dynamického
penetračného odporu (spracované z archívnych prác: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond SR)
Fig. 14. Correliation between dry unit weight and dynamic penetration resistance (adaptation
Kombináciou sprašoidných zemín (glaciálnych typov a interglaciálnych typov Würm)
z hĺbok najmä 2,0 až 6,0 m p.t. vznikli lineárne závislosti s opačnou tendenciou (sklon,
rozsah) v porovnaní s archívnymi prieskumami (OBERT, 1974; POTANČOK, 1976).
Predpokladám, že štruktúrnu pevnosť glaciálnych spraší, resp. typu Würm 3 tvorí vyššie
množstvo karbonátov a zároveň nižšia prirodzená vlhkosť. Pri týchto typoch je aj vyššia
hodnota dynamického odporu (3,5 až 10,0 MPa), ale v závislosti od prirodzenej vlhkosti.
Spraše, ktoré podľahli už postgenetickým procesom v hĺbkach 4,0 až 6,0 m p. t. sa vyznačujú
nižším dynamickým odporom (2,0 až 5,0 MPa) v závislosti od obsahu prirodzenej vlhkosti.
Spraše sa vyznačujú vysokou pórovitosťou (približne 35 až 60 %). Ich pórovitosť je
podmienená nielen pórmi medzi jednotlivými zrnami, ale aj makropórmi, ktoré sa tvoria
v súvislosti s koreňovým systémom. Okrem toho sa vyskytujú väčšie dutiny, ktoré sú
vytvorené živočíchmi, alebo sufóznou činnosťou vody (POLÁČEK, 1970, ŠAJGALÍK a kol.,
1983). Tie sa však vyskytujú vo vrchnejších horizontoch sprašovej pokrývky. Najväčšiu
86
pórovitosť majú spravidla spraše Würm 3 a smerom do hĺbky priemerná pórovitosť klesá až
na priemernú hodnotu približne 38 %. Znižovanie pórovitosti od povrchu je spôsobené
vyplnením častí pórov zeminy ílovitými časticami a to hlavne v pôdnych komplexoch W2/3
a W1/2. Nízka pórovitosť spraší Würm 1, Riss a Mindel je spôsobená zvýšeným obsahom
ílovitej frakcie a hlavne zhutnením vplyvom nadložných vrstiev, poprípade prevlhčením
podzemnou vodou (DRUGA, 1969). Opisovanú zmenu pórovitosti je dobre vidieť aj na obr.
15.
pórovitosť
n [%]
45
44
43
42
41
40
39
38
W3
W2
W1
R2
R1
M
W2/3 W1/2 R/W
R1/2
M/R
typ spraší
Obr. 15. Priemerné hodnoty pórovitosti vo vzťahu k vyčleneným typom spraší (W - Würm, R
- Riss, M - Mindel), (plná čiara, bodky: štadiálne spraše; čiarkovaná čiara, trojuholníky:
interštadiálne a interglaciálne spraše), (spracované podľa ŠAJGALÍK a kol., 1983)
Fig. 15. Average value of porosity in relation to the type of loess (W - Würm, R - Riss, M Mindel), (adaptation according to ŠAJGALÍK et al., 1983)
Korelačný vzťah zistenia pórovitosti s tesnosťou vzťahu R = 0,69 a počtom hodnôt nh = 16 je
spracovaný na obr. 16.
pórovitosť n
46
pórovitosť n [%]
44
42
40
n = 1,0357qdyn + 35,897
R² = 0,6924
38
36
0
2
4
6
8
10
Obr. 16. Korelačná závislosť stanovenia pórovitosti z dynamického penetračného odporu
Fig. 16. Correliation between porosity and dynamic penetration resistance (adaptation from
87
archival data: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond)
Korelačný vzťah na stanovenie pórovitosti z dynamického penetračného odporu je
orientačný, lebo počet dát vstupujúcich do hodnotenia závislostí bol malý (nh = 16 údajov).
Typ grafu na určenie suchej objemovej hmotnosti bol zvolený lineárny. Štúdium vývoja
pórovitosti v závislosti od dynamického penetračného odporu ukázalo veľký vplyv štruktúrnej
pevnosti, resp. karbonátov na vývoj grafu. Tendenciu stúpajúceho dynamického odporu pri
zvyšujúcej sa pórovitosti udáva kombinácia glaciálneho typu Würm 3 s interglaciálnymi
typmi Würm 2/3 a iných.
6. Vyhodnotenie významnosti korelačných súčiniteľov
Pomocou programu RStudio bola meraná sila štatistickej závislosti medzi dvoma
číselnými premennými použitím troch korelačných koeficientov. Hodnoty všetkých
korelačných koeficientov sa nachádzajú v intervale od –1 do +1. Hodnoty blízko 0 znamenajú
žiadny vzťah a absolútne hodnoty blízko +1 silný vzťah (NAVIDI, 2010). Pre dvojrozmernú
induktívnu štatistiku boli použité tri neparametrické korelačné koeficienty (Spearmanov ρ,
Pearsonov R a Kendalov τ (MELOUN a kol., 2013). Okrem bodového a intervalového odhadu
bola testovaná významnosť koeficientu τ resp. R alebo ρ.:
 Ak je P – hodnota nižšia ako zvolená hladina významnosti (menej ako 5 % = 0,05),
nulová hypotéza sa zamietne. Znamená to, že rozdiel medzi koeficientom
vypočítaným zo vzorky a nulou je príliš veľký na to, aby mohol byť iba dôsledkom
náhodného výberu; je teda štatisticky významný – medzi premennými je vzťah.
 Ak je P - hodnota rovná alebo vyššia ako zvolená hladina významnosti (viac ako
0,05), nulovú hypotézu nemožno zamietnuť. Znamená to, že rozdiel môže byť iba
dôsledkom náhodného výberu, nie je teda štatisticky významný – medzi premennými
nie je vzťah (RIMANČÍK, 2006).
Tabuľka 1 Vyhodnotenie Spearmanovho, Pearsonovho a Kendalovho korelačného koeficientu
a vyhodnotenie ich významnosti (spracované z archívnych prác: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond
SR programom RStudio)
Table 1 Interpretation of correlation coefficient (Spearman, Pearson and Kendal) and
interpretation their signification (adaptation from archival data: ŠGÚDŠ Bratislava, Geofond
SR by RStudio)
Spearman qdyn [Mpa]
Pearson
qdyn [Mpa]
Kendal
qdyn [Mpa]
-0,888***
wn [%]
-0,895***
wn [%]
-0,892***
ρd [g.m ]
n [%]
-0,766***
3
-0,815***
0,903***
ρd [g.m ]
n [%]
-0,808***
0,832***
ρd [g.m ]
n [%]
3
Sr [%]
-0,781**
Sr [%]
-0,811**
Sr [%]
-0,810**
IC [-]
0,747***
IC [-]
0,672***
IC [-]
0,675***
IP [%]
-0,588***
IP [%]
-0,610***
IP [%]
-0,602***
wn [%]
3
Posudzovaná P – hodnota v tabuľke 1:
 *** znamená, že P < 0,001 (0,1 %),
 ** znamená, že P < 0,01 (1 %),
 * znamená, že P < 0,05 (5 %),
 znamená, že P > 0,05 (%).
88
0,895***
Záverečné zhodnotenie korelačných vzťahov
Dynamická penetračná skúška sa v dnešnej dobe využíva v inžinierskogeologickom
prieskume pozemných a inžinierskych stavieb ako doplnková metóda prieskumu. Jej
najväčšími prednosťami sú rýchlosť realizácie, jednoduché vyhodnotenie výsledkov a nižšie
finančné náklady. Využívanie tejto metódy oproti klasickému vrtnému prieskumu je okrem
dôsledného dodržiavania predpísaných postupov penetrácie podmienené vhodnými typmi
zemín. Sú to zeminy fluviálne, eolické a deluviálne.
Rozšíreným typom zeminy eolického pôvodu na území Slovenska je spraš. Pestrosť jej
vývoja, vnútorná stavba aj inžinierskogeologické vlastnosti sú odrazom pôsobenia veľkého
množstva faktorov genetických, postgenetických, klimatických, tektonických, pedologických
a iných (ŠAJGALÍK a kol., 1983). Vplyvom týchto faktorov sa vytvorili rôzne typy spraší
(štadiálneho typu a interštadiálneho a interglaciálneho typu). Kombináciou spraší rôzneho
veku boli determinované nové korelačné závislosti lokality severozápadnej Trnavy. Všetky
korelačné vzťahy boli stanovené z povrchových vrstiev od 1,5 do 6,0 resp. 7,5 m p.t. Vrstvy
týchto hĺbok sa vyznačujú väčšinou typom spraše Würm (glaciálnym typom Würm 3, Würm
2 a interglaciálnym typom Würm 2/3, Würm 1/2). Po vylúčení nevyhovujúcich hodnôt, ktoré
sa vychyľovali z intervalu spracovaných údajov, boli stanovené presnejšie korelačné
závislosti. Použiteľnosť všetkých korelačných závislostí sa vzťahuje iba na kombináciu
povrchových spraší veku Würm s hĺbkovým obmedzením od 1,0 m do 8,0 m p.t spolu
s ostatnými obmedzeniami vplyvov popísanými normou STN EN ISO 22476-2, (2005).
Korelačný vzťah prirodzenej vlhkosti na obr. 6 možno zhodnotiť ako korektný
a vhodný na použitie v inžinierskogeologickom prieskume. Jeho logaritmický priebeh
presnejšie pokrýva maximálne a minimálne hranice hodnôt prirodzenej vlhkosti. Bol
vytvorený z 37 experimentálnych meraní a tesnosť vzťahu je R ˃ 0,8.
Číslo konzistencie reprezentuje korelačná závislosť s lineárnym priebehom grafu na obr. 8.
Matematický vzťah možno vyhodnotiť ako korektný. Bol vytvorený z 34 údajov
s korelačným koeficientom R ˃ 0,7.
Zvyšné korelačné závislosti možno použiť v inžinierskogeologickom prieskume na
orientačnej úrovni z dôvodu malého počtu vstupných údajov pri štatistickom vyhodnotení
(n < 30 hodnôt) alebo nízkeho korelačného koeficienta R < 0,7.
Korelačný vzťah stupňa nasýtenia s lineárnym priebehom je zobrazený na obr. 10 (R < 0,7,
počet experimentálnych meraní nh = 11 údajov).
Korelačná závislosť číslo plasticity na obr. 12 má korelačný koeficient R < 0,5 a nh = 11
hodnôt. Logaritmický priebeh grafu presnejšie pokrýva okrajové hranice hodnôt plasticity.
Suchú objemovú hmotnosť možno stanoviť z lineárneho vzťahu na obr. 14 (R < 0,7, nh = 16
údajov).
Pórovitosť na obr. 8.11 reprezentuje korelačná závislosť s lineárnym priebehom a s tesnosťou
vzťahu R < 0,7 (nh = 16 hodnôt).
Literatúra
[1]
BLAŽO, E. ROVŇÁK, M.: Inžinierskogeologický prieskum. Trnava, archív geofondu:
65308, 1987, 18 s.,
[2]
DRUGA, J.: Porovnanie niektorých inžinierskogeologických vlastností vybraných
typov spraší podunajskej nížiny, diplomová práca. Bratislava, Univerzity
Komenského v Bratislave, Prírodovedecká fakulta, Katedra inžinierskej geológie
a hydrogeológie, 1969, 36 s.,
[3]
HULLA, J. TURČEK, P. BALIAK, F. KLEPSATEL, F.: Predpoklady a skutočnosť v geotechnickom inžinierstve. Bratislava, Jaga, 2002, 306 s. ISBN 80-80905-42-7,
89
[4]
[5]
[6]
[7]
[8]
[9]
[10]
[11]
[12]
[13]
[14]
[15]
[16]
[17]
[18]
[19]
[20]
CHMELÍK, J. PISOŇ, J. ROHÁČIKOVÁ, A.: VNS Trnava, podrobný prieskum. Trnava,
archív geofondu: 39553, 1977, 17 s.,
KALINA, M. BACIGÁL, T. SCHIESSLOVÁ, A.: Základy pravdepodobnosti
a matematickej
štatistiky. Bratislava, STU, 2010, 216 s, ISBN 978-8022732734,
MATYS, M. ŤAVODA, O. CUNINKA, M.: Poľné skúšky zemín. Bratislava, Alfa, 1990,
87 s, ISBN80-05-00647-0,
MELOUN, M. MILITKÝ, J.: Kompendium statistického zpracování dat. Praha,
Univerzita Karlova v Praze, 2013, s. 984. ISBN 978-8024621968,
MENCL, V.: Mechanika zemin a skalních hornin. Praha, Academia, 1966, 307 s,
NAVIDI, W.: Statistics for Engineers and Scientists. 3. vydanie. New York, McGrawHill, 2010, 10 s., ISBN-13 978-0073376332,
OBERT, L.: Dynamické penetračné skúšky v inžinierskogeologickom prieskume,
rigorózna práca. Bratislava, Univerzity Komenského v Bratislave, Prírodovedecká
fakulta, Katedra inžinierskej geológie a hydrogeológie, 1974, 111 s.,
OBERT, L.: E2 Inžinierskogeologický prieskum, cesta I/51. Trnava, archív geofondu:
85818, 2003, 20 s.,
OBERT, L.: Inžinierskogeologický prieskum, cesta I/51. Trnava, archív geofondu:
86720, 2005, 18 s.,
POLÁČEK, Š.: Porovnanie niektorých inžinierskogeologických vlastností vybraných
typov spraší, diplomová práca. Bratislava, Univerzity Komenského v Bratislave,
Prírodovedecká fakulta, Katedra inžinierskej geológie a hydrogeológie, 1970, 47 s.,
POTANČOK, L.: Dynamický a vibračný penetrometrický prístroj v inžinierskogeologickom prieskume, diplomová práca. Bratislava, Univerzita Komenského
v Bratislave, Prírodovedecká fakulta, Katedra inžinierskej geológie a hydrogeológie,
1976, 57 s.,
PUCHÝ, R.: Inžinierskogeologický prieskum, V.O. I/51 – severný výpad. Trnava,
archív geofondu: 74311, 1990, 15 s.,
RIMANČÍK, M.: Základy štatistiky. 1. vydanie. Bratislava, Ekonóm, 2006, s. 96, ISBN
80-969449-2-4,
ŠAJGALÍK, J. MODLITBA, I.: Spraše Podunajskej nížiny a ich vlastnosti. Bratislava,
Veda, 1983, 204 s,
DIN 4094-3 Baugrund – Felduntersuchungen – Teil 3: Rammsondierungen, 2001,
STN EN ISO 22476-2 Geotechnický prieskum a skúšanie – Terénne skúšky – časť 2:
Dynamická penetračná skúška, 2005, 30s,
STN EN 1997-2 Eurokód 7, Navrhovanie geotechnických konštrukcií – časť 2:
Prieskum a skúšanie horninového prostredia, 2008.
90
Nové poznatky v geotechnickom inžinierstve, Kočovce, 21. – 22.1.2014
GEOTECHNICKÝ MODEL GUDRÓNOVÝCH SKLÁDOK
GEOTECHNICAL MODEL OF GOUDRON LANDFILLS (TARPONDS)
Timea Horváthová
ABSTRAKT
Systematické riešenie identifikácie environmentálnych záťaží na Slovensku viedlo
k vytvoreniu ich centrálneho Registra. Tieto stavby sú v ňom zaradené podľa lokalít a ich
rizikovosti vzhľadom na život a zdravie obyvateľov a poškodenie ekosystémov. Gudrónové
odkaliská bývalého priemyselného podniku Petrochema Dubová, š.p., preradené v 90-tych
rokoch minulého storočia na skládky, patria do skupiny 257 environmentálnych záťaží
Slovenska (REZ-B). Opísaný je pokus o zostavenie geotechnického modelu z dostupných
archívnych informácií pre použitie matematického modelu a orientačné výpočty možnej
kontaminácie okolitého horninového prostredia.
ABSTRACT
Solution of systematic identification of contaminated sites in Slovakia led to the creation of
central Register. These buildings are included in it by location and risk with regard to the life
and health of the population and ecosystem damage. Tailing ponds for goudrons former
industrial enterprise Petrochema Dubová, se, transferred to landfills in the 90s of last century.
These landfills are in the group of 257 contaminated sites in Slovakia (REZ-B). Described
effort to create a geotechnical model of the available archival information is a prerequisite for
the mathematical model and approximate calculations of possible contamination of the
surrounding geological environment.
1. Úvod
Gudrón je mäkký prírodný asfalt, ktorý vzniká ako vedľajší produkt po
spracovaní ropy kyselinou sírovou. Tento materiál sa skladá z mnohých organických
chemických látok. Výrazné množstvo z nich je karcinogénne a inak zdraviu škodlivé. Na
Slovensku sú takéto skládky na dvoch miestach. Jedna je v kameňolome Srdce v Devínskej
Novej Vsi. Sem sa vyvážali gudróny z rafinérie Apollo od roku 1963. Druhá lokalita sa
nachádza medzi obcami Predajná a Lopej. Umiestnené sú tam dve nádrže Predajná I. a novšia
Predajná II.
Zaznamenané príklady úniku kontaminantu zo skládok gudrónu v blízkosti obce Predajná
a Lopej sú z rokov 60-tych až 80-tych. Skládka Predajná I. bola vybudovaná v roku 1962 a
prevádzkovaná do roku 1976. V priebehu obdobia 1963 – 1967 hladina v nádrží kolísala
v rozmedzí cca ± 1,0 m (M. Banský, 1968). V rokoch 1975 až 1976 boli odpady prečerpávané
zo skládky Predajná I. do novovybudovanej skládky Predajná II. Po dostavaní prístupovej
cesty bola nová skládka priamo plnená až do septembra 1982. V období 10.8.1978 – 4.1.1979
bol pozorovaný únik gudrónov zo skládky Predajná II. Hladina v skládke poklesla o cca. 2 m,
čo predstavovalo objem 27 000 m3.
Ing. Timea Horváthová, Katedra geotechniky, STU, Stavebná fakulta v Bratislave, Radlinského 11,8143 68
Bratislava, tel: 02/59274276, e-mail: [email protected]
91
V čase úniku sa porušil breh nádrže skládky na ploche 8 m2 a na západnom brehu skládky
poklesla cesta, lokálne aj odvodňovací rigol o 20 - 40 cm. K únikom dochádzalo aj neskôr.
Na jeseň 1982 bol zaznamenaný ďalší únik gudrónov v množstve 200 m3. Po ukončení
terénnych prác už neboli podrobnejšie údaje o množstve uniknutého materiálu uvádzané.
Prehľadná situácia skládok je na obr. 1. Postupné zmeny majiteľov podniku zapríčinili ich
nezáujem o tieto environmentálne záťaže. Súčasný stav dokumentujú fotografie na obr. 2 a 3.
Obr. 1 Situácia skládok
Fig. 1 Situation of landfills
Obr. 2 Súčasný stav skládky Predajná I. (Katedra geotechniky, december 2013)
Fig. 2 The current state of landfill Predajná I.
Obr. 3 Súčasný stav skládky Predajná II. (Katedra geotechniky, november 2013)
Fig. 3 The current state of landfill Predajná II.
92
2. Gudrónový odpad
Tieto odpady sú kvalitatívne zmes sulfokyselín, minerálneho oleja, sulfonátov (Ca a Na),
chloridov, voľnej kyseliny sírovej a vody. Gudróny s týmto zložením boli vyvážené do
skládky, kde podľa rozdielnej hustoty pevných častíc dochádzalo k rozvrstveniu odpadu na tri
fázy: olejovú, kvapalnú a pevnú fázu. Olejová fáza je najvrchnejšia, pod ňou sa nachádza
kvapalná fáza, zložená v prevažnej miere z voľnej kyseliny sírovej, vody a látok vo vode
rozpustených (saponáty, chloridy, sírany). Na dne nádrže sa usadzujú všetky pevné látky,
ktoré tvoria pravdepodobne rôzne kopolymery a polymery. Skládky sú odkryté, preto do nich
pribúdajú zrážky. Okrem rozpustených chemických neutrálnych látok obsahuje odpad aj
voľnú kyselinu sírovú. V kvapalnej fáze sú rozpustené saponáty, zvyšujúce rozpustnosť
olejov (J. Ostrolúcky, 1982). 3. Charakteristika lokality gudrónových jám
3.1 IG a HG pomery územia
Širšia oblasť záujmového územia podľa regionálneho geomorfologického členenia SR patrí
do oblasti Nízke Tatry, celku Horehronské podolie, podcelku Lopejská kotlina. Južná časť
patrí do oblasti Slovenské rudohorie. Horehronské podolie je tektonická a morfologická
depresia medzi Slovenským rudohorím a Nízkymi Tatrami. Hlavnú riečnu sieť v tomto širšom
záujmovom území tvorí rieka Hron s význačnejšími prítokmi Vajskovský potok, Jasenský
potok a Sopotnica. Menšie prítoky Hrona sú Bukovecký potok, Brusnianka, Kostolný potok.
Tieto posledné dva odvádzajú vodu zo Slovenského Rudohoria a ostatné z južných svahov
Nízkych Tatier.
Obec Predajná sa nachádza v Stredoslovenskom kraji, okres Banská Bystrica. Nádrže
gudrónov sú umiestnené v údolí Hrona, na južnom svahu hrebeňa Hôrky medzi údoliami
Jasenského potoka a Veľkého Grapeľa. Skládky gudrónov sú založené na strednotriasových
dolomitoch chočského príkrovu. Chočský príkrov je budovaný mladopaleozoickými
sedimentami a vulkanitami, spodnotriasovými klastickými a vo vrchnej časti aj
karbonatickými súvrstviami (gutensteinské vápence, chočské dolomity, reiflinské vápence),
spodnokarnickými klastickými uloženinami (lunzské vrstvy) a vrchnotriasovými
karbonatickými súvrstviami (opponitské vápence, dolomity, dachsteinské vápence) (J.
Ostrolúcky, 1982). V blízkom okolí gudrónových jám sú zaznamenané tektonické zlomy. V
práci (M. Luka, 1972) je priepustnosť zemín a hornín na základe nalievacích skúšok. Pre silty
a sute sú uvádzané koeficienty filtrácie 10-5 – 10-7 [m.s-1], priepustnosť podložných
dolomitických pieskov je väčšia a celistvé dolomity sú najmenej priepustné.
Hlavným nositeľom podzemných vôd sú karbonatické súvrstvia (vápence a dolomity triasu),
ktoré majú puklinový a puklinovo krasový režim podzemných vôd v otvorených puklinách,
kavernách a krasových kanálov. V minulosti neboli preukázané významné odvodňovania
podzemných krasových vôd do Hronu v oblasti Lopej – Nemecká s výnimkou prestupov
podzemných vôd do Hronu u Zámostia. Významnejšie odvodňovanie krasových vôd
z chočského príkrovu do pravostranných prítokov Hronu v oblasti západne od skládky
gudrónov nebolo dokumentované. K najväčšiemu sústredeniu a výstupu krasových vôd
z chočského príkrovu pravdepodobne dochádza v oblasti dolnej časti Vajskovského potoka
medzi Dolnou Lehotou a jeho zaústením do Hronu (pramene v obci Dolná Lehota: Kráľa
Mateja a Teplica) (J. Ostrolúcky, 1982).
93
3.2 Znečistenie podzemných vôd
Otázkou možnosti znečistenia podzemných vôd a prameňa Kráľa Mateja sa zaoberali
odborníci už od r. 1968 (M. Banský, 1968). Z výsledkov vrtných prác, režimného sledovania
hladiny podzemných vôd a chemizmu vyplynulo:





s výnimkou prameňa Kráľa Mateja došlo ku kontaminácii okolitých podzemných vôd,
koncentrácia kontaminujúcich zložiek bola nízka,
k najväčšej kontaminácii dochádzalo v čase intenzívnej zrážkovej činnosti, respektíve
pri jarnom topení snehu,
hladina podzemnej vody v okolitých terasových štrkoch nemala kontinuálny priebeh,
miesto výveru prameňa Kráľa Mateja nie je oddelené od skládky súvislým pruhom
nepriepustných sedimentov verfénu.
Na základe klasifikácie podzemných vôd z prameňov a vrtov (podľa Palmera) možno
povedať, že kontaminácia zo skládky Predajná II sa neprejavila v prameňoch a vrtoch (J.
Ostrolúcky, 1982).
4. Modelovanie transportu kontaminácie
4.1 Opis programov
Počas druhej polovice 20. storočia bol zaznamenaný obrovský nárast použitia modelov na
simuláciu transportu kontaminantov v podzemnej vode. V dnešnej dobe je možný výber
z mnohých takýchto programov, napr.:
FEFLOW (Finite Element subsurface FLOW and transport system) je sofistikovaný
počítačový program modelovania prúdenia podzemnej vody a transportných procesov.
Existuje od roku 1979 a je neustále inovovaný a rozširovaný. V tomto systéme je možné
pracovať v dimenzii 2D a 3D, využíva numerickú metódu konečných prvkov. Môžeme ho
efektívne použiť na opis priestorového a časového rozloženia kontaminantov podzemnej
vody, na modelovanie geotermálnych procesov, dobu a veľkosť rozšírenia kontaminácie vo
vodnej vrstve, na plánovanie a realizáciu sanačnej stratégie a na voľbu vhodnej technológie.
Tento program tiež pomáha pri navrhovaní monitorovacieho systému. Poskytuje nástroje pre
tvorbu siete konečných prvkov, priradenie modelových parametrov a okrajových podmienok,
priebeh simulácie a vizualizáciu výsledkov.
Visual Modflow Flex je celosvetovo používaný trojrozmerný model prúdenia podzemnej
vody. Je vhodný na modelovanie transportu kontaminantu a tepla. Je založený na metóde
konečných objemov, ktorá tvorí prechod medzi metódou konečných prvkov (FEM) a metódou
konečných diferencií (FDM). Princíp modelu spočíva v riešení vodorovného prúdenia
podzemnej vody v jednotlivých kolektoroch podzemnej vody zvlášť. Vzájomná interakcia je
vyjadrená vertikálnym prepadom z jednej vrstvy do druhej, ktorý je buď priamo zadaný alebo
je vyčíslený z vertikálnych hydraulických vodivostí susedných vrstiev. Hlavnými
parametrami zadávanými do modelu sú hydraulická vodivosť, storativita a pórovitosť.
AQUA3D je software vyvinutý pre riešenie trojrozmerného prúdenia podzemnej vody a
transportných problémov používajúci Galerkinovu metódu konečných prvkov. Rieši systém
rovníc opisujúci prúdenia podzemnej vody a šírenie znečistenia, ako v homogénnom a
izotrópnom, tak aj v nehomogénnom a anizotrópnom prostredí.
94
GMS predstavuje sadu nástrojov pre každú fázu simulácie prúdenia podzemnej vody.
Program umožňuje charakterizovať lokalitu, kalibráciu parametrov, následné spracovanie a
vizualizáciu výsledkov. GMS podporuje ako metódu konečných prvkov (FEM) tak aj metódu
konečných diferencií (FDM) v 2D aj 3D.
SWMS_3D program slúži na trojrozmernú simuláciu prúdenia podzemnej vody a šírenia
rozpustných látok. Software rieši prúdenie podzemnej vody v nasýtenom i nenasýtenom
prostredí pomocou Richardsonovej rovnice a transport rozpustených látok pomocou
konvenkčne - disperznej rovnice. Riadiace rovnice pre transport a prúdenie sú numericky
riešené pomocou Galerkinovej metódy konečných prvkov.
4.2 Testovanie programu FEFLOW
Tvorba geometrie
Topografická mapa sa musí nakalibrovať v podprograme WGEO. Zadáme svetové koordináty
bodov. Pomocou File - Add Map – topografickú mapu vložíme do programu FeFlow 6.2.
Musia byť nadefinované hranice riešeného územia. Riešené modelované územie je
ohraničené z troch strán prírodnými tokmi. Z južnej strany riekou Hron, z východnej strany
potokom Veľký Grapeľ a západnú hranicu tvorí Jasenský potok. Pomocou funkcie Mesh
Editor v hlavnej ponuke sa nadefinuje rozsah finálneho polygónu, ktorý predstavuje
modelované územie. Na obr. 4 je vyznačené modelované územie a polygónom vyznačené
skládky gudrónov.
Tvorba siete
S nástrojom Mesh editor sa vytvorí sieť trojuholníkových elementov s uzlami, ktorá opisuje
geometriu riešenej oblasti. Tieto elementy sú základom finálnej geometrickej siete.
Zahustením siete vystihujeme presnejšie modelovanú oblasť. Maximálny počet pre kompletnú
oblasť elementov v používanej verzii je 500. Generovanie siete konečných prvkov je na
obr. 5. Bol zadaný počet elementov (Total Elements) 100 a vytvorená sieť. Vybrané miesta sú
zjemnené (tak aby konečný počet prvkov siete bol maximálne 500 a zodpovedal možnostiach
rozsahu modelovanej oblasti).
Tvorba jednotlivých vrstiev
Vo vybranej verzii 3D Layer Configuration môžu byť 4 vrsty (5 rovín - slices), ktoré tvoria
povrch, podložie a strednú časť modelovanej oblasti. (DEMO verzia). V zjednodušenom
geotechnickom modeli oblasti sú navrhnuté 3 vrstvy. Nadmorské výšky jednotlivých vrstiev
boli zadané podľa nadmorských výšok a priradené k svetovým koordinátam (celkovo 766
manuálne vyhľadaných bodov na mape), obr.6.
Výber druhu výpočtu
V tejto časti vstupov zadávame druh prostredia. Je možnosť výberu medzi saturovaným a
nesaturovaným alebo premenlivo saturovaným prostredím, medzi ustáleným a neustáleným
prúdením. Postup výberu uvádza obr. 7. Celkový čas simulácie je modelovaný na tri roky
(1095 d).
Zadanie okrajových podmienok
Okrajové podmienky boli zadané pomocou maximálnych piezometrických výšok – Hydraulic
Head (Dirichletova okrajová podmienka). Bolo predpokladané, že severná hranica je zvolená
pre izolínie hladín prúdenia podzemnej vody (480 m n.m.). Na južnej hranici teče rieka Hron,
95
na západnej a východnej strane potoky. Ako Hydraulic Head bola zadaná hodnota nadmorskej
výšky hladiny vody v rieke a potokoch a koncentrácia kontaminantu na všetkých hraniciach
0 mgd-1.
Obr 4 a Obr. 5 Vymedzené územie a sieť konečných prvkov
Fig. 4 and Fig. 5 Model area and network of elements
Obr. 6 Modelované územie v 3D
Fig. 6 Model area in 3D
96
Obr. 7 Nastavenie druhu výpočtu
Fig. 7 Problem settings
Materiálové vlastnosti
Materiálové vlastnosti je možné zadať podrobne, napr. koeficient filtrácie hodnotami kxx, kyy,
kzz (obr. 8). Geotechnický model podložia bol zjednodušený podľa doteraz dostupných
a vyhodnotených informácií z archívnych dokumentov na tri vrstvy:
1. Silt : hr = 10 m, k = 1 . 10-7 ms-1, n = 0,35, γ = 19,0 kNm-3.
2. Dolomitické vápence: hr = 200 m, k = 1. 10-6 ms-1, n = 0,2, γ = 21,0 kNm-3.
3. Bridlice: hr = 50 m, k = 2.10-9 ms-1, n = 0,1, γ = 21,0 kNm-3.
Na prvú rovinu bola zadaná hodnota zrážok, uvažovaná ako extrémny dážď 50 . 10-4 m.d-1.
Možnosti na zadanie vlastností odpadu, tj. kontamináciu vyvolávajúcu znečistenie
horninového prostredia sú rozsiahle, obr. 8. Vzhľadom na skutočnosť, že o vlastnostiach
gudrónových odpadov Petrochemy Dubová, š.p. nemáme zatiaľ žiadne relevantné informácie,
bola pre modelový prípad zvolená koncentrácia odpadu (50 mg/l) a doplňujúce vstupné údaje
podľa dát spracovaných z odbornej literatúry.
Simulácia šírenia kontaminácie
Simuláciu možno riadiť (Start, Pause, Stop). Po tlačení Start sa aktivuje výpočet a
kontaminácia sa začína pomaly pohybovať. Koncentrácia kontaminácie je farebne rozlíšená.
Na konci simulácie môžeme vidieť izolínie a izoplochy koncentrácie kontaminantu, periférie
koncentrácie a hodnoty kontinuálnej koncentrácie, (obr. 9, 10, 11).
Obr. 8 Materiálové vlastnosti
Fig. 8 Material properties
97
5. Záver
Jedným z najdôležitejších faktorov ovplyvňujúcich presnosť výsledkov modelovaného
príkladu sú vstupné dáta a počiatočné a okrajové podmienky. Vo väčšine riešených prípadov
pri triedení prvotných známych údajov zistíme, že dostupných informácií nie je dostatočné
množstvo pre tvorbu reálne fungujúceho modelu, čo má za následok, že odchýlky od
skutočného stavu sú väčšie. Nedostatky sa snažíme eliminovať kalibráciou a verifikáciou
modelu. Niekedy je ale nutné urobiť celú sériu modelových situácií, pri ktorých dochádza ku
spresňovanie odhadnutých dát. Prezentovaný príklad je len úvodným testovacím postupom na
overenie možnosti aplikovať software FEFLOW 6.2 pri riešení problematiky gudrónových
skládok. Vzhľadom na veľmi približné zostavenie inžinierskogeologického a geotechnického
modelu z doteraz dostupných archívnych podkladov má aj matematický model a jeho výstupy
len orientačný charakter. Minimum vstupných informácií o geotechnických parametroch
horninového prostredia lokality, približné okrajové podmienky a absencia vlastností
gudrónových odpadov sú dôvodom tejto skutočnosti. Po doplnení a upresnení vstupných dát
je použiteľnosť softwaru relevantná a poskytne výsledky kombinovateľné a overiteľné
monitoringom znečistenia na tomto území.
Obr. 9 Výsledok simulácie postupu šírenia kontaminácie
Fig. 9 Result of mass transport simulation
Obr. 10 Izolínie a periférie koncentrácie kontaminantu v 2D
Fig. 10 Isolines anf figres of mass concentration in 2D
98
Obr. 11 Izolínie a periférie koncentrácie kontaminantu v 3D
Fig. 11 Isolines anf figres of mass concentration in 3D
6. Použitá literatúra
[1] Banský, M., Tyleček, B., et.al.: Nemecká – kontrolné vrty, predbež. prieskum, IGHP n.p.,
z.Žilina. č.ú. 13-83-4067-6-2-490-1221-1, r.č. G 57194, 01/1984, 8s, 21A4 príl.
[2] Demian, M., et al.: Dubová – účelová IG mapa, č.ú. 13-87-4065-9-9540-1221-3 IGHP,
n.p. Žilina, r.č. G 66796, 12/1987, 25 s., 28 A4 výkr.
[3] Demian, M., Kubo, I., Frličková, M., et al.: Petrochema Dubová – biologická čistiareň
odpadových vôd (ČOV), č.ú. 13-80-4095-6-3-500-1221-1, IGHP n.p., Žilina, 07/1984, 24s.,
95A4 príl. 71A4 výkr.
[4] Demian, M., Šustek, M., et al.: Dubová – skládka popola a škvary, orientačný prieskum,
č.ú.: 13-83-4040-6-3-521-1221-1, IGHP, n.p., z. Žilina, r.č. G 56224, 09/1983, 16s., 40A4
príl., 31A4 výkr.
[5] FEFLOW 6.2, Instalation Guide and Demonstration Exercise, DHI – WASY, GmbH,
Berlin, 56s.
[6] Frankovská, J., Slaninka, I., Kordík, J. a kol.: Atlas sanačných metód environmentálnych
záťaží, ISBN 978-80-89343-39-3, ŠGDÚŠ Bratislava, 2010, 361 s.
[7] Fussgänger, E.: Gudrónová jama Petrochemy v Dubovej, pôdomechanický prieskum
hrádze, IGHP n.p., z. 04 Žilina, r.č. G 15622, 12/1965, 7s.,4A4 príl., 4A4 výkr.
[8] Gautam, G., Adhikari, S., Thangalazhy – Gopakumar, S., Brodbeck, Ch., Bhavnani, S.,
Taylor, S.: Tar Analysis in Syngas Derived from Pelletized Biomass in a Comercial Stratified
Downdraft Gasifier. In: BioResources.com, 2011, 6(4), 4652-4661s.
[9] Gurdarshan, S. B., Gilles, M.M.: Dispersion-by-Chemical-Reaction Technology to
Stabilize Asphalt Tar Eareckson Air Force Station, Shemya, Alaska., U.S. Air Force,
Washington, D.C., spec. Rep. 95-11, 03/1995, 20s.
[10] Kováčiková, M., Kováčik, M.: IG hodnotenie podložia skládok, št.čiast.ú. N-05-545-871715, ŠGDÚDŠ Bratislava, r.č. G 62786, 09/1986, 32s.
99
[11] Ostrolúcky, J., et al: Dubová – Petrochema, drenážna stena, pozorovacie vrty, č.ú.
034/91, Geokonzult,š.p., r.č. G 76862, Košice, 10/1991, 8s., 11A4 príl., 18A4 výkr.
[12] Ostrolúcky, J., Gálisová, M., et al.: Predajná II – skládka gudrónov, vyhl. HG prieskum,
IGHP n.p., z. Košice, č.ú. 1379 – 2048 – 7 – 3 – 409 – 1221, r.č. G 54280, 11/1982, 85 s.,
48A4 príl. a výkr.
[13] Rusinová, J., Šaling, M.: Predajná pod Hôrky – nová skládka gudrónov, podrob.
prieskum, Geologický prieskum n.p., Sp. N. Ves, r.č. G 34005, 05/1975, 11 s., 28A4 príl.
[14] http://www.aqtesolv.com/aquifer-tests/aquifer_properties.htm
[15] http://www.feflow.com/aboutfeflow.html
[16] http://www.feflow.com/demoexercise.html?&tx_ttnews[tt_news]=60
[17] http://www.feflow.com/manuals.html
[18] http://www.feflow.com/miscellaneous.html?&tx_ttnews[tt_news]=59
[19] http://www.feflow.com/screencast.html?&tx_ttnews[tt_news]=28&tx_ttnews[year]=2011
[20]hhttp://www.feflow.com/systemrequirements.html?&tx_ttnews[year]=2010&tx_ttnews[tt
_news]=57
[21] http://www.feflow.com/story.html?&tx_ttnews[year]=2010&tx_ttnews[tt_news]=57
[22] http://www.feflow.com/training.html?&tx_ttnews[tt_news]=42
[23] http://www.ggsd.com/
[24] http://mapy.hiking.sk/
[25] http://odpady.ihned.cz/c1-59100100-modelovani-je-silnym-nastrojem-pri-navrhuprovozu-i-uzavirani-skladky
[26] www.scisoftware.com
[27] http://www.shmu.sk/sk/?page=229&highlight=hron
[28] http://simmakers.com/environmental-modeling/
[29] http://www.slovakia360.com/index.php?q=Doc&Doc=803
[30] http://sk.wikipedia.org/wiki/Gudr%C3%B3n
[31] http://www.swstechnology.com/groundwater-modeling-software/visual-modflow-flex
[32] http://twcc.free.fr/
[33] http://web.ead.anl.gov/resrad/datacoll/porosity.htm
[34] http://web.viu.ca/earle/geol304/geol-304-c.pdf
Príspevok je čiastkovým výstupom grantového projektu MŠ VVŠ – SR č. 1/1309/12.
100
VLIV PROGRESIVNÍ DEFORMACE NA KOŘENOVOU ÚNOSNOST
HORNINOVÉ KOTVY – APLIKACE MKP
EFFECT OF PROGRESSIVE DEFORMATION ON THE CARRYING
CAPAITY OF GROUND ANCHOR – FEM APPLICATION
Juraj Chalmovský1
ABSTRAKT
V důsledku progresivní deformace kořenové části kotvy způsobenou nekompatibilitou v
tuhostech tří hlavních komponent (táhlo, zálivka/injektáž, zemní prostředí) je rozdělení
kontaktního smykového napětí podél kořene výrazně nekonstantní. V některých typech zemin
má toto rozdělení vrcholový průběh. Předkládaný článek je zaměřen na analýzu vlivu
progresivní deformace kořene kotvy na průběh pracovního diagramu a výslednou kořenovou
únosnost s využitím metody konečných prvků (MKP). V provedených výpočtech je využita
nová funkcionalita umožňující pokles napětí v kontaktních prvcích na residuální hodnoty.
Uvážené využití moderní numerické geotechniky představuje optimální nástroj pro řešení a
především lepší pochopení interakce geotechnických konstrukcí s okolním zemním
prostředím.
ABSTRACT
The distribution of contact shear stress along anchor fixed length is markedly uneven due to
progressive deformation of the fixed length caused by stiffness incompatibility of its three
main components (tendon, grout, surrounding soil). In some types of soil, peak shear stress
distribution may occur. The objective of the proposed paper is to analyse the influence of
progressive deformation on force – displacement dependence and ultimate carrying capacity
using finite element method (FEM). New functionality allowing shear stress decrease towards
residual values was applied. Appropriate use of modern numerical geotechnics is suitable tool
for solving and especially better understanding of interaction between geotechnical
constructions and surrounding soil.
1. Teoretický úvod
Mobilizace kontaktního smykového napětí na plášti kořenové části kotvy je výrazně
nerovnoměrná. Tato skutečnost je dána nekompatibilitou mezi tuhostí táhla, injektáže
(zálivky) a okolní zeminy. V úvodní části zatěžování je osová deformace, a tím také
mobilizované kontaktní smykové napětí, koncentrováno v blízkosti hlavy kořene kotvy. Po
dosáhnutí mezní hodnoty kontaktního smykového napětí (smykové pevnosti) dochází k jejímu
poklesu na residuální hodnotu. Působiště vrcholového smykového napětí se posouvá dál
směrem ke vzdálenějšímu konci kořene kotvy. Schematicky je tento princip znázorněn na
obr. 1.
1
Ing. Juraj Chalmovský, Vysoké učení technické v Brně v Brně, Fakulta stavební, Ústav geotechniky, Veveří 95,
602 00 Brno, [email protected]
101
Obr. 1 Redistribuce kontaktního smykového napětí podél kořene kotvy (převzato z
Mothersille, 2012)
Fig. 1 Contact shear stress redistribution along anchor fixed length (Mothersille, 2012)
Nekonstantní – vrcholový průběh kontaktního smykového napětí podél kořene kotvy byl
potvrzen řadou autorů jak pro prostředí soudržných tak nesoudržných zemin (např.
Ostermeyer and Scheele 1978; Scheele, 1982; Barley, 1995; Woods and Barkhordari, 1997 a
mnozí další). Důsledkem popsaného jevu je pak nelineární závislost mezi kořenovou délkou a
kořenovou únosností. Graf na obr. 2 znázorňuje závislost mezi průměrným kontaktním
smykovým napětím při dosažení únosnosti na mezi vytržení a kořenovou délkou podle
Ostermeyer (1975). Ze závislostí je patrné, že průměrné kontaktní smykové napětí klesá
s narůstající délkou kořene kotvy.
Obr. 2 Závislost mezi kořenovou délkou a průměrným kontaktním smykovým napětím pro
jíly se střední až vysokou plasticitou, bez resp. s dodatečnou vysokotlakou injektáží
(převzato z Ostermeyer, 1975)
Fig. 2 Dependence between anchor fixed length and average shear stress for clays with
medium to high plasticity, with and without postgrouting (Ostermeyer, 1975)
V důsledku progresivní mobilizace smykového napětí ve spojení s jeho následným poklesem
z vrcholové na residuální hodnotu je použití dlouhých kořenových délek neekonomické –
jenom na malém úseku kořenové části je kotva plně využita (je dosaženo vrcholové hodnoty
kontaktního smykového napětí). Navíc zde může vzniknout také nebezpečná situace v podobě
nadhodnocení kořenové únosnosti v případě, že je počítáno s konstantní hodnotou smykového
napětí.
Barley (1997) na základě regresních analýz zatěžovacích zkoušek kotev především
v Londýnských jílech stanovil tzv. koeficient efektivity, který odráží míru využití kořene
kotvy.
1,6 , (1) 102
Woods and Barkhordari (1997) stanovili vlastní vztah pro výpočet koeficientu efektivity,
který je funkcí pevnostních charakteristik zeminy.
.
(2)
Mecsi (1995) vytvořil v kombinaci s grafickou metodou jednoduché analytické řešení
zohledňující nekonstantní průběh kontaktního smykového napětí. Koncept koeficientu
efektivity a jednoduchých analytických metod umožňuje v zjednodušené míře zahrnutí
progresivní poruchy do výpočtu kořenové únosnosti. Vztahy pro výpočet těchto koeficientů
však byly většinou odvozeny na základě regresní analýzy zatěžovacích zkoušek v konkrétním
typu zemin a nemusí být tedy univerzálně použitelné. Navíc neposkytují žádnou informaci o
průběhu smykového napětí podél kořene kotvy pro různé stupně zatížení. Jako opodstatněná
se proto jeví aplikace numerických metod, konkrétně metody konečných prvků.
2. Popis vytvořeného matematického modelu
Axisymetrické matematické modely byly vytvořeny v programu Plaxis 2D 2012
(Brinkgreve et al., 2012). Pro modelování rozhraní táhlo – injektáž a injektáž – zemina jsou
použity speciální izoparametrické kontaktní prvky (obr. 3) s volitelnou virtuální tloušťkou
(Goodman et al., 1968), resp. faktorem virtuální tloušťky. Skutečná tloušťka kontaktních
prvků je nulová, virtuální tloušťka slouží k ovlivnění jejich tuhosti. Kontaktní prvky umožňují
modelování elastického prokluzu jak ve směru tangenciálním, tak kolmém na působící
zatížení a jsou formulovány s využitím Mohr – Coulombova konstitučního modelu. Pevnost
kontaktního prvku ( , tan ) je funkcí pevnosti okolní zeminy ( , tan ) a redukčního
je závislý na typu materiálu v kontaktu se zeminou a
faktoru
. Redukční faktor
zohledňuje oslabení tohoto kontaktu ve srovnání s kontaktem zemina – zemina. Zde je nutné
poznamenat, že parametr
ovlivňuje kromě pevnostních parametrů (3, 4) také tuhost
kontaktního prvku (5).
tan
tan
(3)
(4)
(5)
Novou funkcionalitou dostupnou od programové verze Plaxis 2D 2012 je možnost použití
parametru
. Po dosáhnutí smykové pevnosti kontaktního prvku, která je funkcí
_
, dochází v následujícím kroku k poklesu napětí na hodnoty odpovídající residuálním
pevnostním parametrům podle vztahu (6) a (7).
tan
_
_
_
_
tan
(6)
(7)
Předmětem této studie je aplikace takto upravené formulace kontaktních prvků pro
účely modelování progresivní deformace a následného poklesu kontaktního smykového napětí
na residuální hodnoty. Pro účely zpětné analýzy byly využity výsledky zatěžovacích zkoušek
(Mišove, 1984) realizovaných v Brněnských neogenních jílech. Geometrické charakteristiky
modelované kotvy jsou uvedeny v tab. 1.
103
Obr. 3 Kontaktní prvky pro 6-uzlové a 15-uzlové izoparametrické konečné
prvky používané programem Plaxis 2D (převzato z Brinkgreve et al., 2012)
Fig. 3 Interface elements for 6-noded and 15-noded isoparametric finite
elements used in Plaxis 2D (Brinkgreve et al., 2012)
Tab. 1 Geometrické charakteristiky modelované kotvy
Tab. 1 Geometric characteristics of modeled anchor
Parametr
Hodnota
Volná délka
4m
Kořenová délka
8m
Průměr vrtu
156mm
Průměr kořene
190mm
Kontaktní prvky jsou použity jak pro rozhraní táhlo – injektáž, tak injektáž – zemina. Hodnota
parametru
pro rozhraní táhlo – injektáž byla zvolena 0.85 podle Jarred, Haberfield
_
(1997). Hodnota
pro rozhraní injektáž – zemina byla zjištěna parametrickou studií.
_
Detail přechodu mezi volnou a kořenovou částí kotvy spolu s vytvořenou sítí konečných
prvků a popisem jednotlivých komponent je uveden na obr. 4. Ukončení kontaktních prvků v
hlavě a patě kořene kotvy bylo nutné upravit na základě doporučení podle H. Van Lanhen
(1991) a Brinkgreve et al. (2008) z důvodu částečné eliminace výkyvů napětí v rohových
oblastech. Táhlo kotvy bylo modelováno pomocí objemových prvků. Důležitým faktorem
ovlivňujícím únosnost kotev v soudržných zeminách je vysokotlaká injektáž (Ostermeyer,
1975), která je v modelech simulována pomocí objemového přetvoření. Tento postup je
používán např. při matematickém modelování kompenzační injektáže (Kummerer et al.,
2002). Zahrnutím simulace vysokotlaké injektáže do matematického modelu bylo možno
postihnout jak mírné zvětšení průměru kořene, tak zvýšení radiálních napětí v okolí kořene.
Zatížení je vyvozováno v hlavě kotvy pomocí předepsaného přetvoření, jednotkové přetvoření
je pak zvyšováno pomocí přírůstkového multiplikátoru.
Pro materiál injektáže byl použit Mohr – Coulombův konstituční model z důvodu možnosti
omezení tahové pevnosti materiálu (TCO – tension cut off limit). Pro Brněnský jíl byl použit
Hardening Soil Model (dále jen HS). HS model (Schanz, 1998; Schanz et al., 1999) je
elastoplastický model s dvojitým (objemovým a smykovým) zpevněním. Ve srovnání se
standardním Mohr – Coulomb modelem postihuje mnohé aspekty chování zemin:
hyperbolická závislost deviátoru napětí na přetvoření, závislost tuhosti zeminy na napjatosti,
tuhost při odtížení – opětovném přitížení je odlišná od tuhosti při prvotním zatížení, vznik
plastických deformací v průběhu izotropního zatěžování, paměť na překonsolidační napětí.
Elastická oblast je ohraničena smykovou a objemovou plochou plasticity. Mezi nedostatky
HS modelu možno zařadit přílišné rozšíření elastické zóny pro vysoce překonsolidované
zeminy a neohraničené dilatantní chováni zemin při neodvodněné analýze. Vstupní parametry
pro HS model byly v minulosti kalibrovány s využitím výsledku triaxiálních zkoušek pro
104
potřeby zpětných analýz stavebních jam (Miča et al., 2012). Změnou oproti původním
parametrům byla úprava pevnostních parametrů, tak aby bylo dosaženo vrcholových hodnot
smykové pevnosti.
1. Táhlo
2. Rozhraní táhlo – injektáž, kontaktní prvky s
Rinter_res=0.85
3. Zálivka + injektáž
4. Rozhraní injektáž – zemina, kontaktní prvky s
Rinter_res podle parametrické studie
5. Zemní prostředí
Obr. 4 Detail přechodu mezi volnou a kořenovou částí kotvy spolu s popisem jednotlivých
komponent
Fig. 4 Detail of the transition between free and fixed length with description of model
components
3. Posloupnost a výsledky výpočtů, dílčí výsledky
V prvním kroku byla provedena zpětná analýza (v úvodu popsané zatěžovací zkoušky)
s cílem stanovit residuální hodnoty kontaktních smykových napětí na plášti kořene kotvy
(parametr Rinter_res). Výsledky ve formě závislosti mezi dosaženou sílou a celkovým posunem
v hlavě kotvy jsou znázorněny na obr. 5.
Obr. 5 Závislost mezi deformací v hlavě kotvy a dosazenou sílou: měření versus výpočet
pro různé Rinter_res
Fig. 5 Anchor head displacement – force dependence: measurement versus calculation for
different Rinter res 105
Graf na obr. 6 znázorňuje průběhy kontaktního smykového napětí podél kořene kotvy pro 4
různé úrovně zatížení. Obr. 7 resp. 8 znázorňuje izoplochy smykového napětí a vertikální
deformace v okolí kořene kotvy pro úroveň zatížení 848 kN.
Obr. 7, 8 Izoplochy smykového napětí xy a
vertikální deformace uy v okolí kořene pro
úroveň zatížení 848 kN
Fig. 7, 8 Isosurfaces of shear stress xy and
vertical deformation in the vicinity of fixed
length for load level 848kN
Obr. 6:Průběhy kontaktního smykového
napětí pro 4 různé úrovně zatížení
Fig. 6 Shear stress distribution for 4
different load levels
Z grafu na obr. 5 je patrné, že zanedbání poklesu smykového napětí na residuální hodnoty
vede k výraznému nadhodnocení kořenové únosnosti. Nejlepší shoda s měřením byla
dosažena pro hodnotu Rinter_res= 0,6. V první části pracovního diagramu jsou pro danou sílu
vypočítané deformace mírně nadhodnoceny. To však může být způsobeno také tím, že při
zatěžovací zkoušce dochází nejdřív k předtížení kotvy, při kterém se deformace
nezaznamenávají. Výsledky potvrzují skutečnost, že mobilizace smykového napětí je výrazně
nekonstantní. V prvních dvou úrovních zatížení (635 a 730 kN) je mobilizované smykové
napětí koncentrováno převážně v prvních dvou metrech kořene kotvy. Po dosažení
vrcholového smykového napětí dochází k poklesu – změkčení na residuální hodnotu a posunu
místa působení vrcholového smykového napětí. Při hodnotě zatížení 848 kN je pak víc jak
polovina kořenové části kotvy v residuálním stavu.
Ve druhé výpočetní části byla provedena parametrická studie s cílem stanovit únosnost
kořene kotvy pro různé kořenové délky v podmínkách Brněnských neogenních jílů se
zahrnutím vlivu progresivní deformace a poklesu smykového napětí na residuální hodnotu.
106
Výsledky v podobě závislostí mezi délkou kořene a maximální dosaženou sílou resp.
průměrným smykovým napětím jsou uvedeny v grafech na obr. 9 a 10. Průměrné kontaktní
smykové napětí je počítáno s uvažováním průměru vrtu. Získané hodnoty jsou v dobré shodě
např. s Ostermeyer (1975). Vliv progresivního snižování kontaktního smykového napětí na
residuální hodnoty je patrný ve výrazně vyšším avg pro délku kořene 4m. V tomto případě je
vrcholové kontaktní smykové napětí dosazeno současně téměř v celé délce kořene – míra
využití (koeficient efektivity) je nejvyšší.
1400
300
1200
250
1000
200
av* [kPa] Fmax [kN] 800
600
150
100
400
50
200
0
0
12
8
lk [m] 6
12
4
8
lk [m] 6
4
Obr. 9 Srovnání vypočítaných únosností pro Obr. 10: Srovnání průměrných kontaktních
různé kořenové délky
smykových napětí pro různé kořenové délky
Fig. 9 Comparison of computed carrying Fig. 10 Comparison of computed average
capacities for different fixed lengths
shear stresses for different fixed lengths
Shrnutí výsledků numerických výpočtů je provedeno v tab. 2. Pro jednotlivé kořenové délky
je uvedena: maximální dosažená síla Tult, část kořene lres, ve které bylo dosaženo residuálního
stavu, koeficient efektivity feff1 získaný jako poměr vypočítané únosnosti a únosnosti
teoretické za předpokladu plného využití kořene kotvy, koeficient efektivity feff2 podle Barley
(1997) a koeficient efektivity feff3 podle Woods, Barkhordari (1997). Na obr. 11 až 14 jsou pak
uvedeny průběhy kontaktních smykových napětí pro všechny kořenové délky v kroku, kdy
bylo dosaženo mezní síly.
Tab. 2 Shrnutí dosažených výsledků
Tab. 2 Results summarization
lk
(m)
4
6
8
12
Tult
(kN)
565
691
901
1323
feff1
(-)
0.86
0.70
0.69
0.67
lres
(m)
0
3.85
5.65
9.65
107
feff2
(-)
0.73
0.58
0.49
0.39
feff3
(-)
0.91
0.87
0.84
0.77
Obr. 11-14 Průběhy kontaktních smykových napětí pro všechny uvažované kořenové délky
v kroku, kdy byla dosažena mezní síla
Fig. 11-14 Shear stress distribution for different anchor fixed lengths in the calculation step
where ultimate force was reached
4. Závěr
1. Aplikace nové funkcionality umožňující pokles napětí v kontaktním prvku umožnila
v matematickém modelu postihnout progresivní deformaci a kolaps kořene kotvy.
Navzdory faktu, že pokles napětí na residuální hodnotu v jediném výpočetním kroku
je spíše nereálný, představuje použití této funkcionality výrazný pokrok pro
korektnější stanovení únosnosti kořene kotvy. Aplikací nových pokročilých
konstitučních modelů bylo navíc zjištěno (zde není publikováno), že víc jak rychlost
poklesu smykového napětí je důležité samotné zahrnutí tohoto jevu do výpočtů a pak
poměr mezi vrcholovým a residuálním kontaktním smykovým napětím.
2. Zanedbání poklesu kontaktního smykového napětí na residuální hodnoty vede
k výraznému nadhodnocení únosnosti.
3. Nejlepší shody s měřením je dosaženo při poměru ult/res = 0.6. 4. Hodnoty vypočítaných koeficientů efektivity se liší od hodnot podle Barley (1997) a
lépe se shodují s koeficienty efektivity podle Woods, Barhordari (1997). Regresní
vztah podle Barley (1997) je však pouze funkcí kořenové délky a nezohledňuje
charakter okolitého zemního prostředí (např. v podobě pevnostních charakteristik). Je
tedy diskutabilní, zda je možné tento vztah použít univerzálně s dostatečnou přesností.
Poděkování
Prezentované výsledky byly získány za podpory specifického výzkumu VUT v Brně FAST-J13-2051 - Stanovení únosnosti zemních kotev kombinací statistických metod a
matematického modelování a programu FR-TI4/329 Ministerstva průmyslu a obchodu (MPO)
Výzkum a Vývoj – tvorba aplikačního systému pro návrh a posouzení zemních a horninových
kotev včetně vývoje monitorovacích prvků.
108
Literatura
[1] BARLEY, A. D. Theory and practice of the single bore multiple anchor system.
International symposium on anchors in theory and practice. Salzburg, Austria, 1995.
[2] Barley, A.D. The single bore multiple anchor system. Ground anchorages and anchored
structures, Proc. of the Int. Conf., Institution of CE, Thomas Telford, London, 65-75,
1997.
[3] BARLEY, A. D.: Discussion of "Should Grouted Anchors Have Short Tendon Bond
Length?.” J. Geotech. Geoenviron. Eng., 125(9), 808-809, 1999.
[4] BRINKGREVE, R. B. J., BROERE, W. Finite element code for soil and rock analysis,
User manual. Plaxis bv., The Netherlands,2008.
[5] BRINKGREVE, R., B., J. ET AL. Finite element code for soil and rock analysis, User
manual. Plaxis bv., The Netherlands, 2012.
[6] GOODMAN, R. E., TAYLOR, R. L., BREKKE, T. L. A model for the mechanics of
jointed rock. Journal of Geotechn. Engng, ASCE, 1968, vol. 94, no. SM 3, p. 637–659.
[7] KUMMERER, C. Numerical modelling of displacement grouting and application to case
histories: Ph.D. Thesis. Technische Universität Graz, 2003.
[8] MIČA, L., CHALMOVSKÝ, J., FIALA, R., RAČANSKÝ, V. Numerická analýza pažení
stavebních jam, Akademické nakladatelství CERM, ISBN 978-80-7204-773-4, 2011.
[9] MIŠOVE, P. Konštrukcia predpätých horninových kotiev a ich únosnosť. Kandidátska
dizertačná práca. VÚIS., 1984.
[10] MESCI, J. Some practical and theoretical aspects of grouted soil anchors. In Proc. ICE
Conference on Ground Anchors and Anchored Structures, March, London. 119-130,
1995.
[11] MOTHERSILLE, D. Recent applications of the single bore multiple anchor system,
http://theanchormanblog.files.wordpress.com/2012/03/sefeviidm.pdf, 2012.
[12] OSTERMAYER, H. Construction, carrying behaviour and creep characteristics of ground
anchors. Conf. on Diaphragm Walls and Anchorages, London Sept. 74, The Institution of
Civil Engineers, pp. 141-151, 1975.
[13] OSTERMAYER, H., SCHEELE, F. Research on Ground Anchors in Non-Cohesive
Soils. Revue Francaise de Geotechnique 3, 92-97, 1978.
[14] SCHEELE, F. Tragfähigkeit von Verpressankern in nichtbindigen Boden Neue
Erkenntnisse durch Dehnungsmessungen im Verankerungsbereich: Ph.D. Thesis.
Technische Universität München, 1982.
[15] SCHANZ, T., VERMEER, P. A. A BONNIER, P. G. The hardening soil model:
Formulation and verification. In proc. Beyond 2000 in Computational Geotechnics – 10
years of Plaxis, 1999.
[16] VAN LANGEN, H. Numerical analysis of soil structure interaction: Ph.D. Thesis. Delft:
University of Technology, The Netherlands, 1991.
[17] WOODS, R. L.; BARKHORDARI, K. The Influence of Bond Stress Distribution on
Ground Anchor Design. Ground anchorages and anchored structures, Proc. of the Int.
Conf., Institution of CE, Thomas Telford, London, 55-65, 1997.
109
VERIFIKÁCIA DEFORMÁCIÍ STAVEBNEJ JAMY V RAKÚSKU
VERIFICATION OF EXCAVATION PIT DEFORMATIONS IN AUSTRIA
Erika Ladicsová1
ABSTRAKT
Koncom 90-tych rokov boli zrealizované v rakúskom meste Bregenz tri významné budovy.
Všetky boli situované v zastavanom území, blízko brehu Bodamského jazera. Ich pažené
stavebné jamy boli zhotovené vo veľmi podobných geologických aj hydrogeologických
podmienkach, pričom technológia ich zhotovenia bola rôzna. Spoločným prínosom všetkých
troch stavebných jám boli výsledky rozsiahleho geotechnického monitoringu. Predložený
príspevok je zameraný na spätnú analýzu jednej z uvedených stavebných jám. Paženie hlbokej
stavebnej jamy nového komplexu umenia a múzea tvorila z dôvodu vysokých požiadaviek na
minimalizovanie deformácie, technológiu zhotovenia a hydrogeologické podmienky
podzemná stena. Na základe dostupných informácií o konštrukcii boli vytvorené jej modely
pomocou softvéru FINE-GEO5. V článku sú analyzované deformácie podzemnej steny
vypočítané metódou závislých tlakov a porovnané so skutočnými pretvoreniami podzemnej
steny.
ABSTRACT
At the end of the 90th years, three important buildings in Austrian city Bregenz have been
built. These buildings are situated in urban area, near the shore of Lake Constance. The
geological and hydrogeological conditions in the places of built excavations are very similar.
Excavations were constructed using different technologies and types of retaining structures.
Extensive geotechnical monitoring was carried out for each retaining structure. Results of
monitoring are discussed in the article.
The paper deals with back analysis of retaining wall. The diaphragm wall was selected to
support excavation for new complex of museum of art due to difficult hydrogeological
conditions and design requirements for deformations.
Based on available information about design, calculation models of retaining wall have been
created by using software FINE-GEO5. Results of displacements calculated by subgrade
reaction method are compared with real deformations of the wall.
1. Úvod
Približne pred dvadsiatimi rokmi, v druhej polovici 90-tych rokov sa v rakúskom meste
Bregenz zhotovili 3 hlboké stavebné jamy pre založenie novej budovy múzea, ďalej prístavby
technickej školy HTL a budovy turizmu. Všetky stavby boli situované v zastavanom území,
blízko pobrežia Bodamského jazera (obr. 1). Nachádzali sa vo vzájomnej vzdialenosti 200 až
250 m. Spoločnou charakteristikou návrhu a realizácie uvedených stavebných jám bolo
zohľadnenie citlivosti okolitých budov na sadanie základov vplyvom hĺbenia jamy.
1
Ing. Erika Ladicsová, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU v Bratislave, Radlinského 11, 813 68
110
Vzhľadom na nepriaznivé vlastnosti zemín v podloží a následné riziko nedovolených
nadmerných sadaní základov priľahlých budov bol súčasťou projektu aj relatívne rozsiahly
monitoring, ktorý bol zameraný predovšetkým na deformácie stavebnej jamy, ale aj okolitých
budov.
Výsledky týchto meraní slúžili ako východiskový podklad pri verifikácii deformácií jednej zo
spomenutých stavebných jám. Náplňou príspevku je modelovanie podzemnej steny pre stavbu
múzea a jej spätná analýza pomocou metódy závislých tlakov.
2. Geologické a hydrogeologické podmienky staveniska
Geologická skladba podložia je vo všetkých prípadoch veľmi podobná. V mieste budovy
múzea (vzdialenej od brehu jazera približne 100 m) tvoria povrchové vrstvy do hĺbky 3 až 5
m prevažne piesčité štrky. Pod nimi sa nachádza vrstva jemnozrnných pieskov až piesčitosiltovitých zemín do hĺbky 9 – 10 m pod terénom. Nasleduje vrstva ílov mäkkej až tuhej
konzistencie so strednou a stredne vysokou plasticitou. Hrúbka tejto vrstvy je výrazná,
približne 10 m. V hĺbke 20 – 30 m pod povrchom terénu sa nachádza menej hrubá vrstva (3 až
4 m) ílovito-štrkovitých uľahnutých zemín, ktoré ležia na skalnom podklade. Úroveň povrchu
skalného podložia zastúpeného pieskovcami je veľmi premenná, čo je typické pre danú oblasť
pobrežia.
Z hľadiska hydrogeologických podmienok bolo treba pracovný priestor odvodniť. Hladina
podzemnej vody pri vyššom vodnom stave jazera sa nachádzala v povrchových štrkovitých
vrstvách, často len 1 m pod povrchom terénu.
Obr. 1 Situácia troch stavebných jám na brehu Bodamského jazera
Fig. 1 Situation of three excavations pits on the shore of Bodensee
3. Stručný opis paženia stavebnej jamy budovy múzea
Prvou z troch zrealizovaných stavieb bolo múzeum umení, otvorené v roku 1997. Stavebná
jama hĺbky 10,5 m, pôdorysných rozmerov približne 29 x 29 m bola v najnepriaznivejšom
mieste situovaná len 3 m od nedávno zrekonštruovanej budovy divadla (obr. 2). Pažiaca
konštrukcia v tomto kritickom úseku jamy bola z dôvodu prísnych požiadaviek na
deformácie, vodotesnosť a technológiu zhotovenia napokon vybudovaná ako podzemná stena
111
hrúbky 1200 mm. Na zvyšných troch stranách jamy mala podzemná stena hrúbku iba 900
mm. Pažiaca konštrukcia celkovej dĺžky 23,8 m zasahovala 0,5 až 0,8 m do skalného podložia
tvoreného pieskovcami. Stabilitu trikrát rozoprenej steny zabezpečoval počas výstavby
dočasný oceľový rozperný systém v korune steny. Trvalé podpery umiestnené nižšie
predstavovali betónové dosky, ktoré počas prevádzky objektu po dokončení výstavby slúžili
ako stropná resp. ako základová doska.
Obr. 2 Situácia budovy umenia a priľahlej budovy divadla s vyznačením polohy
meracích systémov - Trivec a Inklinometer (podľa [1])
Fig. 2 The situation of the museum´s building and the adjacent building of theatre with
marked position of Trivec and inclinometer measuring systems (according to [1])
Odvodnenie stavebnej jamy sa uskutočnilo dvoma technológiami. Najprv sa prostredie
jemnozrnných pieskov až siltov vnútorného priestoru jamy odvodnilo štrkovými piliermi. Po
dosiahnutí polovičnej hĺbky jamy, t.j. úrovne –5,5 m sa vákuovými čerpacími ihlami znížila
HPV na úroveň 11,5 m (1 m pod základovú škáru).
4. Geotechnický monitoring a vyhodnotenie výsledkov meraní
V rámci monitoringu deformácií podzemnej steny a podložia boli navrhnuté a osadené 2
meracie systémy: Trivec a inklinometer (obr. 2).
Deformácie vyvolané zhotovením podzemnej steny zaznamenával tzv. Trivec prístroj, ktorý
okrem vodorovných deformácií v smere x a y meria aj zvislé deformácie. Osadený bol
približne 3 m od podzemnej steny ešte pred začatím prác, čo najbližšie k základom priľahlej
budovy a jeho päta siahala až do skalného podložia. Výsledky meraní sú znázornené na obr.
3. Pre určenie celkových vodorovných deformácií podzemnej steny sú významné tie
deformácie, ktoré nastali ešte pred inštaláciou a nultým meraním. Maximálna hodnota
deformácie v prvej etape výstavby (realizácia steny) dosiahla 16 mm približne v 12 metrovej
hĺbke vo vrstve ílov.
112
Obr. 3 Sadanie podložia a deformácie steny na základe meraní Trivec [1]
Fig. 3 Settlement of ground and wall deformations according to Trivec measurements [1]
Obr. 4 Výsledky monitoringu podzemnej steny; vľavo - výsledky inklinometrických meraní,
vpravo - schematický rez stavebnou jamou [1]
Fig. 4 Monitoring results of diaphragm wall; left – results of inclinometer measurements,
right – schematic cross section of excavation pit [1]
113
Po vybudovaní podzemnej steny sa pri jej vonkajšej strane inštaloval inklinometer.
Deformácie zaznamenané inklinometrom sa odčítali v nasledujúcich etapách výstavby (obr.
4):
- výkop na úroveň -5,5 m,
- výkop na -10,5 m so zabudovanými rozperami a stropnou resp. základovou doskou,
- o 2 mesiace neskôr,
- o 1 rok neskôr.
Pri prvom odčítaní výsledkov dosahovala maximálna deformácia približne 7 mm, po
dosiahnutí plného výkopu 20 mm, o 2 mesiace neskôr 28 mm a po roku približne 37 mm.
Z výsledkov inklinometrických meraní a meraní pomocou prístroja Trivec bolo možné
odhadnúť celkové vodorovné deformácie steny a podložia sčítaním ich deformácií.
V jednotlivých etapách meraní boli celkové deformácie nasledovné:
- pod dnom jamy: 13 mm, 36 mm, 44 mm, 53 mm,
- v korune steny: 8 mm, 13 mm, 13 mm, 16 mm.
Výsledná celková deformácia steny (ako súčet dvoch meraní) sú vykreslené na obr. 5.
bodkočiarkovanou červenou čiarou.
Obr. 5 Celkové výsledné deformácie paženia stavebnej jamy [1]
Fig. 5 Final results of excavation deformations [1]
Na obr. 4 a obr. 5 je zreteľne vidieť, že pri každom odčítaní výsledkov najväčšie deformácie
nastali približne v rovnakom mieste pod dnom výkopu, vo vrstve ílov. Taktiež je možné
pozorovať účinnosť oceľových rozpier pri korune podzemnej steny, kde sa deformácie ustálili
na hodnote do 20 mm. Menšia tuhosť zemín v podloží (íly) sa prejavila nárastom deformácií,
ktoré sa výrazne znížili vo vrstve morény až napokon úplne vymizli v skalnom podklade.
114
Na obr. 5 je znázornený priebeh deformácií vypočítaný pomocou MKP počas fázy
projektovania (plná čiara). Veľkosť a priebeh takýchto vodorovných deformácií z pôvodného
projektu zodpovedá viac-menej výsledkom inklinometrických meraní, bez zohľadnenia
vplyvu zhotovenia podzemnej steny.
5. Model stavebnej jamy v programe FINE-GEO5, modul Pažení posudek
Na základe dostupných informácií o geotechnickej konštrukcii, priebehu výstavby a vlastností
podložia bol vytvorený nový výpočtový model stavebnej jamy a pažiacej konštrukcie so
zámerom zhodnotiť spoľahlivosť a presnosť softvéru FINE metódou spätnej analýzy. Výpočet
vodorovných deformácií sa uskutočnil v programe GEO5, v module Pažení posudek, ktorý je
založený na metóde závislých tlakov.
Obr. 6 Model pažiacej steny
Fig. 6 Model of retaining wall
5.1. Fázy výstavby uvažované vo výpočtoch
V spätnom výpočte sa modelovali nasledovné fázy výstavby:
 budovanie podzemnej steny hr. 1,2 m;
 zhotovenie štrkových pilierov – zníženie HPV na – 6,6 m vo vnútri stavebnej
jamy ;
 výkop na úroveň – 2 m;
 montáž oceľového rozperného systému;
 výkop na úroveň – 5,5 m;
 vybetónovanie stropnej dosky;
 inštalácia vákuových čerpacích ihiel – zníženie HPV na 1m pod základovou
škárou;
 výkop na – 10,5 m (úroveň základovej škáry);
 vybetónovanie základovej dosky.
115
5.2. Výsledky výpočtov deformácií podzemnej steny pomocou metódy závislých tlakov
Výsledky spätnej analýzy pre jednotlivé fázy výstavby (priebeh vodorovných deformácií
pažiacej steny a tlaku zeminy na pažiacu konštrukciu) sú znázornené na obr. 7.
a.)
b.)
c.)
d.)
116
e.)
f.)
g.)
h.)
Obr. 7 Výsledky spätnej analýzy steny v GEO5
Fig. 7 Back analysis results calculated by GEO5
117
5.3. Vyhodnotenie výsledkov a diskusia
Na obr. 7h sú vykreslené vypočítané vodorovné deformácie podzemnej steny po finálnom
výkope a po zabudovaní všetkých podperných prvkov.
Maximálna deformácia steny má hodnotu 55,8 mm a nastala tesne pod dnom výkopu
stavebnej jamy v poslednej fáze zhotovovania pažiaceho systému. Posun koruny steny
dosiahol hodnotu 15,9 mm, päta steny sa posunula o 6,9 mm. Výsledky výpočtov ako aj
namerané deformácie steny sú zhrnuté a porovnané v tab. 1.
Na základe uvedených výsledkov získaných pomocou programu GEO5 (obr. 7h) a
porovnaním s výsledkami monitoringu (obr. 5) je možné konštatovať veľmi dobrú zhodu
vypočítaných a nameraných deformácií podzemnej steny po výkope na úroveň základovej
škáry. Zároveň však treba poukázať na rozdiely deformácií v jednotlivých fázach výstavby,
čo pri návrhu každej konštrukcie môže byť rozhodujúcim faktorom.
Tab. 1 Výsledky výpočtov a meraní v mm
Tab. 1 Results of calculations and measurements in mm
Fázy výstavby
–5,5 m
Vypočítaná deformácia v korune
21,8
(15,9)
(15,9)
15,9
Nameraná deformácia v korune
8
13
13
16
45,5
(55,8)
(55,8)
55,8
13
36
44
53
Vypočítaná deformácia v päte
2,3
(6,9)
(6,9)
6,9
Nameraná deformácia v päte
0
0
0
0
Vypočítaná deformácia v
maximálna
Nameraná deformácia
maximálna
– 10,5 m po 2 mesiacoch
po 1 roku
Záver
Obsahom predloženého príspevku bola spätná analýza podzemnej steny hlbokej stavebnej
jamy. Skutočné deformácie steny sa získali z monitoringu pred, počas a po zhotovení
stavebnej jamy. Metódou spätného výpočtu boli programom GEO5 namodelované deformácie
pažiacej podzemnej steny a porovnané s výsledkami meraní na skutočnej konštrukcii.
V analyzovanom prípade pažení konštrukčnou podzemnou stenou sa ukázala veľmi dobrá
zhoda medzi vypočítanými a skutočnými deformáciami steny. Táto zhoda výsledkov je
podmienená ustálenosťou vodorovných deformácií. Monitoring konštrukcie potvrdil
oprávnenosť zvoleného metodického postupu.
V záujme vierohodnejších výsledkov sa odporúča preskúmať rozdiely v jednotlivých fázach
výstavby a v určitých časových intervaloch. Znamená to upresnenie súčasne dostupných a
známych informácií o stavebnej konštrukcii, priebehu jej výstavby a o možných zmenách
okrajových podmienok v priebehu približne 1 roka od začatia výstavby, napr. zmeny HPV.
V ďalšej práci sa plánuje pokračovať analyzovať deformácie predmetnej stavebnej jamy
numerickým modelovaním a verifikovať jednotlivé fázy hĺbenia jamy pomocou MKP.
118
Poďakovanie
Príspevok je jedným z výstupov projektu grantovej agentúry VEGA č. 1/0241/13 “Prognóza
vývoja deformácií vybratých geotechnických konštrukcií v závislosti od stavu napätosti”.
Literatúra
[1] PLANKEL, A.: Baugruben im Seeton. In 1. Österreichische Geotechniktagung, 26-27.
Mai 1997. [cit. 18.12.2013.] Dostupné na:
http://www3.htl-bregenz.ac.at/die-htl-bregenz.html
Internetové zdroje:
[2] http://www.kunsthaus-bregenz.at/
[3] http://www.ppp.co.at/3p-geotechnik/referenzen/baugrubensicherung/bis-1995/kunsthausbregenz
[4] http://palavras-arquitectura.com/2007/03/13/kunsthaus-bregenz-peter-zumthor/
119
ZJEDNODUŠENÝ NUMERICKÝ MODEL VEDENÍ TEPLA V OKOLÍ
SYSTÉMU GEOTERMÁLNÍCH VRTŮ A JEHO OVĚŘENÍ
PROGRAMEM FEFLOW
SIMPLIFIED NUMERICAL MODEL OF THERMAL CONDUCTION
AROUND THE GEOTHERMAL BOREHOLES AND ITS VERIFICATION
BY PROGRAM FEFLOW
Augustin Leiter1
ABSTRAKT
Využití nízkoteplotní geotermální energie je možné pomocí systému geotermálních vrtů.
Geometrické uspořádání takového systému má značný vliv na jeho činnost. Příspěvek
obsahuje zjednodušený numerický model vedení tepla v okolí takového vrtu nebo systému
vrtů. Jeho výsledky slouží k porovnání jednotlivých variant uspořádání vrtů a nepřesností
umístění vrtů. Dále obsahuje ověření těchto výsledků programem pro numerické modelování
přenosu tepla v horninách FEFLOW.
ABSTRACT
The geometric characteristics of multiple geothermal boreholes organized in geothermal
system affects its thermal efficiency. Its geometry (boreholes location) is often distorted. This
distortion degrades thermal properties of such system. This paper contains a simplified
mathematical model used for studying of the temperature field around the borehole and its
verification calculated by specialized software FEFLOW.
1. Úvod
Mezi obnovitelnými zdroji hraje důležitou úlohu geotermální energie. Její využití je možné
například prostřednictvím nízkoteplotních geotermálních energetických vrtů. V případě, že je
požadován výkon vyšší, než je výkon jediného vrtu, využívá se organizovaný systém vrtů.
Vlastnosti takového systému ovlivňuje jeho geometrické uspořádání. Pro demonstraci vlivu
nepřesností při realizaci (vrtání) takového systému vrtů autor již dříve vytvořil zjednodušený
matematický model geotermálního vrtu a jeho horninového okolí. Výsledky poskytované
tímto modelem bylo nyní možné ověřit renomovaným software pro modelování vedení tepla v
horninovém podloží.
2. Zjednodušený matematický model systému vrtů a okolí
Pro demonstraci některých vlastností pole vrtů byl sestaven jednoduchý výpočetní model pro
bezrozměrné řešení úlohy vedení tepla ve vrstvě horniny jednotkové tloušťky. Model počítá
s rozměrem desky 50x50 délkových jednotek. Do této vrstvy byl umístěn spotřebič tepla
(propad) – tedy simulovaný vrt, případně vrty. K přenosu tepla ve vrstvě dochází pouze
vedením (kondukcí), nikoli prouděním (konvekcí) ani zářením (radiací). Při sestavení modelu
se vycházelo ze všeobecně známé rovnice vedení tepla ve tvaru:
1
Ing. Augustin Leiter, VUT v Brně, Fakulta stavební, Ústav geotechniky, Veveří 95, 662 37 Brno, e-mail:
[email protected]
120
∂T/∂t - a∆T(x,y,z,t) = f(x,y,z,t)
kde
a je teplotní vodivost (tepelná vodivost dělená cρ),
c měrná tepelná kapacita materiálu,
ρ hustota materiálu,
T je teplota jako funkce v prostoru a čase,
t je čas,
f = f0 / cρ jsou zdroje tepla v prostoru a čase dělené cρ a
∆ je Laplaceův operátor.
Tato rovnice popisuje vedení tepla v případech, kdy je teplotní vodivost konstantní na
vyšetřovaném objemu. Budeme-li uvažovat pouze ustálený stav a dvourozměrný prostor
(= desku jednotkové tloušťky), přejde tato rovnice pro místa v desce s diskrétními zdroji tepla
v bodech se souřadnicemi (X, Y) do tvaru:
∆T(X,Y) = -f(X,Y)/a
a pro všechna ostatní místa do tvaru:
∆T(x,y) = 0
Stanovme okrajovou podmínku Thr = 0 pro oblast okraje desky a dále předepíšeme
T = Tsrov = -1
pro bod uprostřed desky, což je náš uvažovaný vrt. Touto podmínkou je určeno, že
simulovaný „geotermální“ vrt získáváním tepla způsobí jednotkový pokles teploty a bude tedy
odebírat z desky teplo.
Pro takto definovanou úlohu je již možné spočítat rozložení teplotního pole. Pro řešení byla
použita metoda sítí, která výtečně vyhovuje v případě obdélníkové nebo přímo čtvercové
vyšetřované dvourozměrné oblasti. V algoritmu je definována proměnná T(i,j) typu
dvourozměrné matice neboli pole. Každý prvek pole reprezentuje hodnotu teploty v bodě o
souřadnicích odpovídajících indexu prvku. Ve zjednodušené variantě lze uvažovat s
konstantními vzdálenostmi mezi uzly sítě a v popisovaném speciálním případě navíc s jejími
jednotkovými velikostmi, tento údaj tedy nijak řešení nekomplikuje. Do proměnné jsou
uloženy počáteční hodnoty teplotního pole v bodech, pro které je stanovena Dirichletova
okrajová podmínka (předepsaná hodnotou).
Pro výraz ∆T(x,y) = 0 výpočet používá následující diferenční schéma:
∆
,
,
,
,
2
,
,
tedy po úpravě a dosazení indexů (za předpokladu stejné velikosti kroku v obou osách):
,
1
4
1,
1,
,
1
,
1
Výsledný systém lineárních rovnic byl řešen pomocí iterační Gauss-Seidelovy metody (Dalík,
J., 2006 a Dalík J., 2001). Pro ilustraci je uveden ve velmi zkrácené verzi její princip.
121
Metoda se obecně zabývá iteračním řešením úlohy
která v popisovaném případě vznikne sestavením systému lineárních rovnic pro všechny
hodnoty pole T aplikací diferenčního schématu a počátečních podmínek. Matice A obsahuje
koeficienty, vektor hodnoty všech prvků matice T a vektor je vektor pravých stran a je
obsazen hodnotami okrajových podmínek. Potom lze při znalosti hodnot vektoru
v -té
iteraci spočítat hodnotu -té komponenty vektoru
v k+1 iteraci z následujícího vztahu
1
přičemž výpočet konverguje při splnění jistých kritérií - matice A musí být pozitivně
definitní, což je pro předmětný typ úlohy splněno vždy. Ukázalo se, že i pro vektor o 2500
prvcích výpočet probíhá dostatečně rychle. Výpočet byl ukončen, jakmile byla splněna
podmínka shodnosti dvou po sobě jdoucích iterací, tedy
. Použitá algoritmizace
metody ukládala po dokončení každé iterace vypočítané hodnoty do matice T.
V popisovaném případě byl výpočet realizován makrem v Excelu, zadání a výsledné hodnoty
pole teplot byly uloženy v příslušném listu sešitu. Výpočet probíhal na soudobém hw s
parametry matice 50 krát 50 prvků a reprezentací čísla typu Single (4-bytová reprezentace
schopná zobrazit číslo v rozsahu od -3.4028235E38 do -1.401298E-45 pro záporné hodnoty a
od 1.401298E-45 do 3.4028235E38 pro kladné hodnoty (Single Data Type (Visual Basic),
2014)).
Výpočet dosáhl stupně konvergence, kdy došlo ke splnění podmínky
, v čase
několika vteřin.
Použitý iterační algoritmus pochází z doby autorových studií na VUT FS (1988-1993) a byl
výhodný z hlediska úspory paměti, celé pole hodnot 64*64 prvků bylo možné umístit do
jediného datového segmentu (pro numerickou reprezentaci typu Double 64*64 prvků * 8 bytů
= 32 kilobytů, tedy polovina datového segmentu procesoru 8080/80286), což ve spojení s
jednoduchostí diferenčního schématu výpočet urychlovalo. Algoritmus je také vnitřně
srozumitelný, což může mít význam zejména při hledání chyb. Příklad obdržených výsledků
je graficky znázorněn na obr. 1 a obr. 2.
Obr. 1. Vypočtené pole teplot vyšetřované oblasti pro variantu 1 a 2 dle tabulky 2 (xcel)
Fig. 1. Solved temperature field - variant 1 and 2 (Table 2, "xcel" column)
122
Obr. 2. Vypočtené pole teplot vyšetřované oblasti pro variantu 4 a 8 dle tabulky 2 (xcel)
Fig. 2. Solved temperature field - variant 4 and 8 (Table 2, "xcel" column)
Hustota tepelného toku, který modelovaný geotermální vrt odvádí ze svého okolí, se řídí
Fourierovým zákonem:
∗
.
2
kde je hustota tepelného toku a je tepelný tok uvažovaným průřezem S.
Teplo, které k vrtu prochází deskou jednotkové tloušťky přes libovolnou uzavřenou křivku
ohraničující oblast s "vrtem" musí být rovno teplu, které vrt odvádí, spočítat jej lze:
a pro jednotkový případ tedy
Integrace byla provedena po čtvercové hranici vyšetřované oblasti, gradient T byl vyčíslen
jako dopředná diference z hodnot ležících u okraje pole. Výsledkem byl tepelný výkon
poskytovaný modelovaným vrtem (tabulka 1, sloupeček "výsledek numer. modelu xcel")
Pro připomenutí: model popisuje v podstatě přenos tepla z okrajů desky, kde je „vytápěna“
okolím, do jejího středu, kde je umístěn pokusný „geotermální vrt“, který teplo z desky
odvádí. Model tedy neuvažuje s:
- ovlivněním teploty vrstvy mimo zkoumanou oblast,
- přestupem tepla z vrstev ležících nad a pod uvažovanou vrstvou a tedy i se zdrojem
tepla ve spodních vrstvách (z hlubin Země),
- nehomogenitami tepelných vlastnosti zkoumané oblasti, případně s jejich ovlivněním
například vodou a jejím prouděním.
Nyní tedy bylo provedeno zamýšlené srovnání: do uvažované vrstvy bylo umístěno více vrtů
s různou geometrií a iteračním procesem zjištěny potřebné teploty těchto „vrtů“ tak, aby
splňovaly podmínku
tedy vykazovaly stejný odběr energie jako srovnávací vrt.
Geometrické charakteristiky vyšetřovaných variant jsou uvedeny v tabulce 2, získané
výsledky jsou v tabulce 1.
123
Údaje v tabulce 1 ukazují, že nejmenší rozdíl teplot mezi masivem a vodou ve vrtu je pro
případy s více vrty a rovnoměrně rozděleným odběrem. Takovéto systémy vrtů mají pak
nejmenší tzv. tepelný odpor, což je nejvýhodnější pro získávání vody s co nejvyšší teplotou.
Dále je z tabulky také vidět, že porušení geometrie vrtů způsobuje zvýšení nerovnoměrností a
zvýšení tepelného odporu systému vrtů, tedy zhoršení parametrů systému.
Tabulka 1 Výsledky numerické simulace vedení tepla v poli vrtů
Table 1 Results of numerical simulation of heat conduction
Var.
Počet
Rozdíl teploty na výsledek numer.
výsledek
vrtů
hranici vrstvy a vrtu modelu xcel.
FEFLOW
[°C]
[J/s]
[J/s]
1
1
-1
1,2848
1,25983
2
2
-0,6221
1,2848
1,31293
4
4
-0,3815
1,2848
1,33466
4a
4 defor.
-0,3997
1,2848
1,36948
8
8
-0,3308
1,2848
1,29099
8a
8
-0,2984
1,2848
1,26924
8b
8 defor.
-0,3057
1,2848
1,29646
Tabulka 2 Geometrické charakteristiky jednotlivých vyšetřovaných případů
Table 2 Geometrical characteristics of solved cases
Var. Počet vrtů
souřadnice vrtů
1
1
(25,25)
2
2
(25,21), (25,29)
4
4
(20,20), (20,30), (30,20), (30,30)
4a
4 defor. deformovaná geometrie vrtů oproti variantě 4
(20,20), (22,27), (30,20), (30,30)
8
8
(20,20), (20,25), (20,30), (25,20), (25,30), (30,20), (30,25), (30,30)
8a
8
jiná geometrie oproti variantě 8
(19,19), (19,25), (19,31), (25,19), (25,31), (31,19), (31,25), (31,31)
8b
8 defor. deformovaná geometrie vrtů oproti variantě 8a
(19,19), (19,25), (19,31), (25,19), (25,31), (31,19), (31,25), (29,30)
3. Ověření výsledků modelu pomocí softwaru FEFLOW
Ústav geotechniky FAST VUT je vlastníkem licence na software německé firmy DGI-WASY
GmbG, německé pobočky DHI Group. Jedná se o profesionální sw balíček určený pro
modelování toku kapalin a transportu rozpuštěných a rozptýlených látek a také tepla v
podloží. Je celosvětově používán konzultačními odbornými firmami, výzkumnými
institucemi, vysokými školami a vládními organizacemi. Je možné s ním simulovat aplikace
lokálního měřítka i složité situace na úrovni státních územních celků. (WASY, 2013)
124
Obr. 3. Příklad vizualizace řešené úlohy v prostředí FEFLOW
Fig. 3. Example of problem visualisation (FEFLOW)
Pomocí tohoto software byla ověřována správnost výsledků zjednodušeného numerického
modelu. Výpočet metodou sítí pro úlohy typu výpočtu potenciálu (v tomto případě teploty) je
dle autorových zkušeností efektivní. Oproti tomu metoda konečných prvků užívaná ve
FEFLOW umožní pohodlně a přesně simulovat tvarovou hranici oblasti.
Pro ověření byla definována úloha obdobná úlohám, které byly řešeny zjednodušeným
numerickým modelem. Jednalo se o 2D úlohu na desce o rozměru 50x50m s jednotkovými
parametry. Po obvodu byla předepsána Dirichletova okrajová podmínka hodnotou teploty
0°C, na místě uvažovaného vrtu byla předepsána stejná teplota jako v ověřované variantě.
Výsledek výpočtu poskytl hodnotu tepelného toku přes hranici oblasti. Jeho hodnoty jsou
uvedeny v tabulce 1, sloupeček "výsledek FEFLOW". Patrnou shodu výsledků považuji za
velice potěšitelnou. Vypočtené pole hodnot teplot pro variantu 1 dle tabulky 2 ukazuje obr. 4.
125
Obr. 4. Vypočtené pole teplot vyšetřované oblasti pro variantu 1 dle Tabulky 2 (FEFLOW).
Fig. 4. Solved temperature field - variant 1 (Table 2, "FEFLOW" column)
Sestaveným modelem geotermálního vrtu byly vyšetřovány varianty systému vrtů, ve kterých
jsou pozice vrtů nepravidelné. Tento výpočet měl prokázat zvýšení tepelného odporu systému
u nepravidelně umístěných vrtů, což se také potvrdilo. Na obr. 5 (varianta FEFLOW je na obr.
6) je vidět zvětšení oblastí s nejnižší teplotou v případě nepravidelně umístěného vrtu,
numericky to zřetelně ukazuje tabulka 1.
Obr. 5. Xcel - Vypočtené pole teplot pro varianty 8a a 8b dle Tabulky 2, pohled shora
odhaluje zřetelně zdeformované pole teplot způsobené odchylkou polohy jednoho vrtu ve
druhém případě
Fig. 5. Xcel - Solved temperature field - variant 8a and 8b (Table 2), clearly deformed
temperature field caused by borehole position deviation (8b)
126
Obr. 6. FEFLOW - Vypočtené pole teplot pro varianty 8a a 8b dle Tabulky 2, pohled shora
odhaluje zřetelně zdeformované pole teplot způsobené odchylkou polohy jednoho vrtu ve
druhém případě
Fig. 6. FEFLOW - Solved temperature field - variant 8a and 8b (Table 2)
4. Závěr
Skutečná geometrie systému geotermálních vrtů se často liší od požadované. Vytvořený
zjednodušený matematický model měl sloužit k demonstraci zhoršení vlastností systému vrtů
s porušeným geometrickým uspořádáním. Ověření výsledků toto modelu renomovaným
softwarovým systémem pro modelování přenosu tepla v podloží prokázalo ve zkoumaných
případech dobrou shodu. Na základě tohoto faktu by bylo možné uvažovat o případném
dalším rozvinutí původně jednoduché demonstrační výpočetní pomůcky do prakticky
využitelné aplikace.
Literatura
Single Data Type (Visual Basic). (2014). Získáno 1.1.2014, z msdn.microsoft.com:
http://msdn.microsoft.com/en-us/library/xay7978z.aspx
Dalík, J. (2006). NUMERICKÉ METODY.
Dalík, J. (2001). ITERAČNÍ METODY PRO ŘEŠENÍ ALGEBRAICKÝCH ROVNIC.
Získáno 7.1.2014, z:
http://math.fce.vutbr.cz/vyuka/matematika/numericke_metody/node13.html
WASY. (2013). Feflow. Získáno 1.1.2014, z Feflow:
http://www.feflow.com/about.html?&tx_ttnews%5btt_news%5d=28
127
ZRNITOSTNÁ NEHOMOGENITA POPOLOVÉHO SEDIMENTU
GRANULAR NON-HOMEGENEITY OF ASH SEDIMENT
Lukáš Martinka1
ABSTRAKT
Popoly uložené na odkaliskách tepelných elektrární sú podľa doterajších výskumov
neštandardné geomateriály s vysokou pórovitosťou, metastabilnou štruktúrou a laminovanou
textúrou. Zrnitostná skladba je jednou z najdôležitejších geotechnických charakteristík
popolov. Jej nehomogenita ovplyvňuje hodnoty mechanických vlastností a priepustnosť
popolového sedimentu. Analýza zrnitostnej skladby popola na vybranom odkalisku
sumarizuje údaje z 22 klasických jadrových vrtov celkovej dĺžky cca 560,0 m v definovaných
6 profiloch reprezentujúcich celý akumulačný priestor odkaliska. Dokladuje význam
postupného vytvárania databázy geotechnických informácií, monitoringu a aplikácie jeho
výsledkov vo výpočtoch a prognózach stabilitných, ekonomických a environmentálnych.
ABSTRACT
Ashes deposited on desludging sites of thermal power plants are non-standard
geomaterials with high porosity, metastable structure and laminate texture. Grain size
distribution is one of the most important geotechnical characteristic of the ash. The nonhomogeneity affects the mechanical properties and permeability of ash sediment. Analysis of
the grain size distribution of the ash on selected desludging site summarizes data from 22
traditional core drillings of total length approx. 560,0 m in 6 defined profiles representing the
entire accumulation space of desludging site. The analysis documents the importance of
building up database of geotechnical information, monitoring and application of its results in
calculations and prognosis of stability, economic and environmental tasks.
1. Úvod
Popolové odkaliská považujeme za inžinierske diela - vodné stavby s veľkým rizikom
poruchovosti. Bezpečný a spoľahlivý návrh odkaliska, jeho prevádzka aj tzv. trvalá existencia
po ukončení prevádzkovania je komplexný geotechnický problém. Primárnou otázkou je
poznanie a spoľahlivé určenie geotechnických vlastností uloženého odpadu - popola, aj
antropogénneho popolového sedimentu ako prostredia. Skúmanie odlišností v správaní sa
popolov v porovnaní s prirodzenými zeminami je nutnou podmienkou pre prognózovanie
a geotechnické výpočty odkalísk. Pri výskume sú používané štandardné metódy mechaniky
zemín a metodiky platných noriem.
1
Ing. Lukáš Martinka, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU v Bratislave, Radlinského 11, 813 68
128
2. Analýza zrnitostnej skladby popolov
2.1. Popolové odkalisko
Popolové odkalisko sa pravom brehu rieky Nitry v blízkosti kúpeľov Chalmová má
dĺžku asi 2,0 km a maximálnu šírku 600,0 m. Hydraulicky naplavený popol hrúbky 30,0 až
35,0 m zapĺňa priestor medzi riekou a strmým svahom pohoria. Objem uloženého popola je
takmer 20,0 mil. m3. Základné hrádze tohto svahového odkaliska sú nasypané z miestnych
zemín, škváry a popola. Nadvyšovacie časti hrádzového systému sú z popola. Plavením sa
odkalisko napĺňalo v období 1965 až 1990. Od roku 1998 sa na odkalisko mechanicky ukladá
tzv. stabilizát (upravený popol definovaný ako inertný odpad). V zmysle legislatívy je
odkalisko kategorizované ako vodná stavba I. kategórie so skládkou inertného odpadu (obr.1).
Na situačnej schéme sú vyznačené prieskumné profily (PF3, PF5, PF14, PF29, PF45 a PF59)
a realizované prieskumné a monitorovacie vrty. Klasické jadrové vrty sú označené K-1A, K2A, K-3 až K-20 a vrty 3/3C, 5/8B (t.j. spolu 22 vrtov siahajúcich až do podložia odkaliska)
a statické penetračné sondy SPK-3 až SPK-7 (celkom 5 sond).
Obr. 1 Situácia odkaliska (upravené podľa [7])
Fig. 1 Situation of desludging site (modified by [7])
2.2. Zrnitosť popolov
Zrnitosť je základnou identifikačnou charakteristikou sypkých geomateriálov. Popoly
sú geomateriály so zrnitou štruktúrou a laminovanou textúrou. Podľa výsledkov výskumných
prác ([3] až [7], [12]) zrnitosť popolov závisí od zloženia prvotnej popolovej zmesi
a zariadení vnútorného popolového hospodárstva. Výsledná popolová zmes ukladaná na
odkalisko pozostáva z trosky a škváry z výsypiek kotolných zariadení, ktorá sa upravuje
mletím (prevažne častice väčších rozmerov) a jemného popola z odlučovacích zariadení
spalín. Roztriedenie popola nastáva pravdepodobne už v priebehu hydraulickej dopravy,
pričom k degradácii zŕn dochádza (aj pri vyšších dopravných vzdialenostiach) len v menšom
rozsahu. Rôznorodosť zrnitostného zloženia v telese odkaliska a na ňom závislé ďalšie
vlastnosti popolového sedimentu ovplyvňuje najmä sedimentačný proces na odkalisku.
Mikroskopické zobrazenie popola je na obr. 2 (prevzaté z [3]). Reálny rez sedimentovaným
popolovým odpadom je na obr. 3 (prevzaté zo [4]). Základné poznatky mechaniky zemín
umožňujú grafické vyjadrenie zrnitosti zemín a porovnanie granulometrickej skladby rôznych
vzoriek zemín pomocou kriviek zrnitosti. Krivka zrnitosti je súčtová krivka znázorňujúca
129
závislosť kumulatívnej početnosti jednotlivých zrnitostných frakcií (s konvenčne stanovenými
hranicami) a podielu ich celkovej hmotnosti v [%]. Obsah jemnozrnných častíc ovplyvňuje vo
všeobecnosti vlastnosti zemín vo väčšej miere ako hrubšie zrná. Na stručné charakterizovanie
polohy, tvaru a sklonu krivky zrnitosti sa používajú tri údaje: tzv. účinný priemer def
(najčastejšie sa udáva def = d10), číslo nerovnozrnnosti Cu (Cu = d60/d10) a číslo krivosti Cc (Cc
= d302/d10.d60).
.
Obr. 2 Mikroskopický snímok popola
Obr. 3 Antropogénny popolový sediment
Fig. 2 Microscopic picture of ash
Fig. 3 Anthropogenic ash sediment
2.3. Interpretácia zrnitostných rozborov
Pre prezentáciu analýzy zrnitostného rozboru zloženia popolového sedimentu
odkaliska je vybraný profil 29. Vznikol postupne realizáciou vrtov K-18, K-19, K-20 (všetky
z r. 2013), K-6 (r. 2004), K-8 (r. 2006) a K-5 (r. 2003).
Vyhodnotenie vrtov je interpretované rovnakým spôsobom, t.j.: profil vrtu, typ
odobranej vzorky popola, hĺbka odberu, druh laboratórnej skúšky, poloha jemnozrnných
vrstiev popola a klasifikácia popola podľa STN 72 1001. Graficky je zobrazený podiel
jednotlivých zložiek zrnitostných frakcií určených vo vzorkách popola v závislosti na hĺbke
odberu. Na obr. 4 a obr. 5 sú vykreslené vrty K-6 a K-5. Vo vrte K-5 sú k definovaným
údajom priradené ešte výsledky statickej penetračnej sondáže (SPK-5) realizovanej
v normovej vzdialenosti od vrtu K-5. Súbory hodnotených kriviek zrnitostí vzoriek popolov
sú pre vrty K-6 a K-5 sumarizované na obr. 6 a obr. 7.
Zhodnotením výsledkov zrnitostného rozboru v profile PF29 možno konštatovať:
- priemerná hodnota def = d10 = 0,0363 mm, interval rozsahu hodnôt 0,0024;0,12, n =
67 kriviek zrnitostí,
- priemerná hodnota Cu = 4,53, interval rozsahu hodnôt 1,1;10,8, n = 67 kriviek
zrnitostí,
- priemerná hodnota Cc = 1,1, interval rozsahu hodnôt 0,1;2,1, n = 67 kriviek zrnitostí.
To znamená, že priemerne sú popoly rovnozrnné (Cu ≤ 5), v zmysle rozsahu intervalu
rovnozrnné až prostredne nerovnozrnné (5 ≤ Cu ≤15). Zmena zrnitosti vo vertikálnom smere
je náhodilá (obr. 8a). Matematické vyjadrenie zmeny zrnitosti popola v závislosti na hĺbke
jeho uloženia pod povrchom odkaliska nie je možné. V horizontálnom smere je zrejmý trend
zjemňovania popolového sedimentu so vzdialenosťou jeho uloženia od päty hrádzového
systému (obr. 9a). Rovnaké závery o zrnitostnej nehomogenite môžeme vysloviť aj pre
vyhodnotenie zrnitostných skúšok celej akumulačnej oblasti odkaliska (obr. 8b, obr. 9b).
Prieskum rozloženia zrnitosti popola nepotvrdil teoretický predpoklad postupného
sedimentovania jednotlivých frakcií popola (od najhrubších po najjemnejšie). Príčina
náhodného zrnitostného rozdelenia popolov je v spôsobe naplavovania. Pri hydraulickej
doprave je teoretický predpoklad triedenia zŕn splnený, ak sa hydrozmes vypúšťa rovnomerne
a súčasne z výtokov blízko pri hrádzi. Pri reálnej prevádzke prívodné potrubie nemá stálu
polohu a plavenie nie je vždy pravidelné.
130
Obr. 4 Vyhodnotenie a opis vrtu K-6
Fig. 4 Evaluation and description of borehole K-6
Obr. 6 Krivka zrnitosti popolového sedimentu - vrt K-6
Fig. 6 Grading curves of ash sediment - borehole K-6
131
Obr. 5 Vyhodnotenie a opis vrtu K-5
Fig. 5 Evaluation and description of borehole K-5
Obr. 7 Krivka zrnitosti popolového sedimentu - vrt K-5
Fig. 7 Grading curves of ash sediment - borehole K-5
132
Obr. 8a,b Zmena zrnitosti vo vertikálnom smere
Fig. 8a,b Change of granularity in vertical direction
Obr. 9a,b Zmena zrnitosti v horizontálnom smere
Fig. 9a,b Change of granularity in horizontal direction
133
Ak však pre jednotlivé profily vyznačené v situačnej schéme (obr. 1), ktoré pokrývajú
celý priestor odkaliska zostavíme z priebehov rozdelenia zrnitosti v jednotlivých vrtoch
závislosť so vzdialenosťou od päty hrádzového systému odkaliska, je predstava o zrnitostnej
nehomogenite zreteľnejšia (obr.10). Súhlas s realitou je daný počtom vrtov v profile a počtom
odobraných a skúšaných vzoriek popolov. Progresívne riadený geotechnický prieskum
umožňuje tvorbu konkrétneho geotechnického modelu v definovaných profiloch odkaliska
a v stabilitných analýzach orientovaný výber pevnostných parametrov a tvarov klzných plôch.
Obr. 10 Rozdelenie zrnitosti popola v profile PF29
Fig. 10 Distribution size particle of ash in cross section PF29
3. Šmyková pevnosť a zrnitosť popolov
Parametre šmykovej pevnosti sú základným vstupným údajom pri riešení stabilitných
otázok odkaliska. Vplyv zrnitosti na šmykovú pevnosť zemín je známy. Závislosť
vrcholového efektívneho uhla vnútorného trenia popola od podielu jemnozrnných frakcií
popolového sedimentu je vyhodnotená na obr. 11. Súbor výsledkov predstavuje vyhodnotenie
77 čeľusťových šmykových skúšok a im odpovedajúcich zrnitostných rozborov vzoriek
popolov z celého akumulačného priestoru odkaliska. Priamkové vyjadrenie tejto závislosti je
približne zhodné s exponenciálnym.
Obr. 11 Závislost ef na podiele jemnozrnnej frakcie popola
Fig. 11 Dependence of ´ on ratio of fine-grained faction of the ash
134
Ak pre rovnaký súbor výsledkov šmykových skúšok použijeme na vyjadrenie funkčnej
závislosti efektívny priemer zrna popolového sedimentu (def = d10), je grafické znázornenie
vzťahu medzi šmykovou pevnosťou a zrnitosťou na obr. 12. Rovnica ef= 0,9542 ln(d10) +
36,413 je modifikáciou korelačného vzťahu uvedeného v práci [13] a [4].
Obr. 12 Závislosť ef na efektívnom priemere zŕn popola
Fig. 12 Dependence of ´ on effective size (diameters) of ash´s grains
4. Záver
Spoľahlivé určenie geotechnických vlastností neštandardných geomateriálov, medzi
ktoré radíme aj antropogénny popolový sediment, je rozhodujúcou podmienkou pri výbere
vstupných dát do geotechnických výpočtov a prognóz. Analýza zrnitostnej skladby popola na
vybranom odkalisku dokladuje význam monitoringu a postupného vytvárania a spracovania
databázy informačných geotechnických údajov. Rozbor výsledkov granulometrických skúšok
z geotechnického prieskumu realizovaného postupne počas 10 rokov sumarizuje údaje z 20
klasických jadrových vrtov (celkovej dĺžky cca 560,0 m). Používanie jednotnej metodiky
odberu vzoriek, realizácie laboratórnych skúšok, spôsobu interpretácie výsledkov a znalosť
rozsahu súborov umožňuje reálnejší pohľad na geotechnické vlastnosti popolov a na
vymedzenie ich odlišnosti od prírodných zemín. Na základe zhodnotenia experimentálnych
výsledkov sú podľa kritérií mechaniky zemín hnedouhoľné popoly uložené na vybranom
odkalisku zrnitostne podobné jemnozrnným a piesčitým zeminám. Majú vysoký podiel
rovnozrnných resp. stredne nerovnozrnných častíc. Zmena zrnitosti vo vertikálnom smere je
náhodilá. V horizontálnom smere je zrejmý trend zjemňovania popolového sedimentu so
vzdialenosťou jeho uloženia od päty hrádzového systému. Parametre šmykovej pevnosti sú
podobne ako u zemín ovplyvnené podielom jemnozrnnej frakcie, so zvyšujúcim sa
množstvom najjemnejších častíc v popole klesá jeho šmyková pevnosť. Korelačný vzťah
medzi zrnitosťou a uhlom vnútorného trenia odvodený v prácach [13] a[4] je modifikovaný
pre popoly vybraného odkaliska.
135
Poďakovanie:
Príspevok je čiastkovým výstupom grantového projektu MŠ VVŠ – SR č.1/1309/12
Literatúra
[1]
FEDA, J.: Základy mechaniky partikulárních látek, 1. vyd., Academia, Praha, ISBN 21
– 003 – 77, 1977, 320 s.
[2]
HRUŠTINEC, Ľ., SLÁVIK, I.: Mechanika zemín – laboratórne cvičenia II., STU
Bratislava, 2012, ISBN 978 – 80 – 227 – 3766 – 1, 183s.
[3]
JESENÁK, J., et al.: Stabilitné problémy odkalísk, ZS043A+B/I/13/5/91/III, STU SvF
Bratislava, 109s.
[4]
MASAROVIČOVÁ, M., SLÁVIK, I., JESENÁK, J. : Problematika stekutenia
popolov na zložiskách ENO o.z., I.et.: Hodnotenie súčasného stavu, STU - SvF
Bratislava, 04-323-98 (ENO1104/98), 10/1999, 72 s.
[5]
MASAROVIČOVÁ, M., SLÁVIK, I., DVOŘÁKOVÁ, S., : Dočasné odkalisko, SE
a.s., ENO, z. Zemianske Kostoľany, Doplnenie databázy geotechnických informácií
o geomateriáloch odkaliska, STU - SvF Bratislava, PG 84-B, 08/2011, 40 s., 38
A4príl.
[6]
MASAROVIČOVÁ, M., SLÁVIK, I., GALLIKOVÁ, Z., MARTINKA, L.: Dočasné
odkalisko, SE a.s.- ENEL, ENO, závod Zemianske Kostoľany, Doplnenie databázy
geotechnických vlastností geomateriálov odkaliska, experimentálny výskum
stekutenia popolového sedimentu a deformačná analýza telesa, STU - SvF Bratislava,
PJ 22-A, 08/2012, 61 s., 38 A4príl.
[7]
MASAROVIČOVÁ, M., SLÁVIK, MARTINKA, L.: Dočasné odkalisko, SE a.s.ENEL, ENO, závod Zemianske Kostoľany, Experimentálny výskum a analýza
geotechnických vlastností geomateriálov odkaliska, STU - SvF Bratislava, PL 76-B,
09/2013, 31 s., 28 A4príl.
[8]
MATYS, M., ŤAVODA, O., CUNINKA, M.: Poľné skúšky zemín. ALFA Bratislava,
1990, 1. vyd., ISBN 80 – 05 – 00647 – 0, 303s.
[9]
MENCL, V.: Mechanika zemin a skalních hornin, Academia, Praha, 21 – 114 – 66,
1966, 329s.
[10]
POTANČOK, L., et al.: Penetračné sondy, Nováky ENO – Dočasné a Pôvodné
odkalisko, č.ú. 2012 – 143, GEOSlovakia s.r.o., Košice, 3s., 27 A4príl.
[11]
SLÁVIK, I., HRUŠTINEC, Ľ.: Mechanika zemín – laboratórne cvičenia I., STU
Bratislava, 2012, ISBN 978 – 80 – 227 – 3765 – 4, 198s.
[12]
SLÁVIK, I., MASAROVIČOVÁ, M..: Spôsob overenia priestorového rozloženia
zrnitosti popola v telese odkaliska, In: zb.18. medzinár. sem. Polní geotech. metody
98, Ústí n.L., s.62-67.
[13]
SLÁVIK, I.: Geotechnické problémy hydraulických skládok zrnitých odpadov, STU SvF Bratislava, PhD. Thesis, 173 s., 103 A4 príl.
STN 73 1033: Statická penetračná skúška, 1998
STN 73 1001: Geotechnické konštrukcie. Zakladanie stavieb, 2010
STN 72 1001: Klasifikácia zemín a skalných hornín, 2010
136
GEOTECHNICKÝ MONITORING PRE CESTU I/66 (R1)
V TRASE SEVERNÉHO OBCHVATU BANSKEJ BYSTRICE
GEOTECHNICAL MONITORING ROUTE I/66 (R1)
BANSKÁ BYSTRICA – NORTHERN BYPASS
Peter Mušec1
ABSTRAKT
Návrh geotechnického monitoringu je neoddeliteľnou súčasťou projektovej dokumentácie
a výstavby líniových stavieb. Úlohou monitoringu je sledovanie vplyvu stavebného diela na
okolité prírodné geologické prostredie počas realizácie a následne počas užívania stavby.
Monitoring popisuje zmeny horninového prostredia ovplyvnené zabudovaným stavebným
dielom. Trasa predmetnej rýchlostnej cesty je umiestnená v zložitých geologických
podmienkach. Prechádza rôznymi formami územia poznačenými antropogénnou činnosťou.
Trasu dĺžky 5,671 km tvoria hlboké zárezy, mostné objekty a vysoké násypy. Geotechnický
monitoring je vzhľadom na rôznorodosť podmienok navrhnutý vo viacerých rizikových
lokalitách.
ABSTRACT
Design of geotechnical monitoring is an inseparable part of design and construction line
structures. The task of monitoring is to observation the impact of construction work on the
surrounding natural geological environment during construction and subsequently during use
of the structure. Monitoring describe the changes of the subsoil affected by built construction.
Expressway route is located in the complex geological conditions and going through various
forms of area modified by anthropogenic activity. Route length 5,671 kilometers consists of
the deep excavations, bridges and high embankments. Geotechnical monitoring due to the
diversity of conditions is designed in a number of high-risk sites.
1. Úvod
Výstavba rýchlostnej cesty R1 v úsekoch Nitra, západ – Selenec – Beladice – Tekovské
Nemce a preložky cesty pre motorové vozidlá (R1) I/66 v trase severného obchvatu Banskej
Bystrice bola realizovaná formou projektu verejno – súkromného partnerstva (skratka PPP
z anglického Public Private Partnership) pre koncesiu na projektovanie, výstavbu,
financovanie, prevádzku a údržbu úsekov rýchlostnej cesty R1 Nitra – Tekovské Nemce a
Banská Bystrica – severný obchvat [1].
Geotechnický monitoring pre úsek cesty I/66 severný obchvat Banskej Bystrice bol navrhnutý
na základe podrobného inžiniersko-geologického prieskumu. Úlohou prieskumu pozdĺž
plánovanej trasy bolo komplexné preskúmanie horninového prostredia, získanie charakteristík
základových, inžinierskogeologických a hydrogeologických pomerov [2]. Cieľom
geotechnického monitoringu je sledovanie správania sa realizovaných stavebných a zemných
1
Ing. Peter Mušec, Arcadis CZ, Organizačná zložka Slovensko, Miletičova 23, 821 09 Bratislava,
tel.: +421 917 719 530, e-mail: [email protected]
137
konštrukcií a overovať predpoklady projektu, sledovať a kontrolovať geotechnické riziká
najmä v súvislosti s potenciálnymi stabilitnými problémami dotknutých svahov
a deformačnými problémami vysokých násypov na mäkkom podloží.
Geotechnický monitoring zahŕňal zrealizovanie meracích miest, samotné merania, vizuálne
sledovanie, zber a vyhodnotenie nameraných a zaznamenaných poznatkov. Na základe návrhu
geotechnického monitoringu sa vybudovala sieť vertikálnych inklinometrov a piezometrov
pre monitorovanie stability zárezových svahov [3]. Na sledovanie stability kotveného
zárubného múru v zosuvnom území a dlhodobej únosnosti kotiev sa zrealizovali kotvy
s možnosťou sledovania síl v kotvách. Počas výstavby sa návrh monitoringu aktualizoval
v závislosti od preukázania skutočných geologických pomerov, prípadne vzniknutej potreby
doplnenia, alebo sledovania inej charakteristiky. Niektoré vrty boli počas výstavby zničené
a podľa potreby nahradené novými.
2. Geologické pomery
Predmetná stavba leží v geomorfologickom podcelku Bystrické Podolie, ktorý je súčasťou
väčšieho celku Zvolenská kotlina. Bystrické Podolie na severe susedí so Starohorskými
vrchmi, na východe s Horehronským podolím, na juhu s Bystrickou vrchovinou a na západe
s Malachovským predhorím.
Územie je výrazne pozmenené a dlhodobo menené antropogénnou činnosťou, či už
v negatívnom alebo pozitívnom zmysle. Začiatok stavby je v lokalite Kostiviarska, prechádza
cez záhradkársku oblasť a poľnohospodárske plochy. Prechádza hlbokým zárezom a zároveň
ponad železničný tunel. Od portálu železničného tunela pri Rudlovej prekonáva údolie
mostným objektom, pokračuje po koniec úseku v súbehu so železničnou traťou, prechádza
ďalšou záhradkárskou osadou a zvyškami lužných porastov. V priestore pri SAD prechádza
ponad pôvodnú cestu I/66, opäť cez územie záhradkárskych osád a plochy rozptýlenej
krajinotvornej zelene až po koniec úseku.
Obr. 1. Prehľadná situácia Rýchlostnej cesty I/66 (R1) Banská Bystrica – severný obchvat
Fig. 1. Overall situation of Expressway route I/66 (R1) Banská Bystrica – northern bypass
Geologické pomery v trase severného obchvatu Banskej Bystrice sú rôznorodé a zložité,
podmienené zložitou geologicko – tektonickou stavbou územia. Predkvartérne podložné
komplexy sú značne komplikované, pretože sú poznačené príkrovovou stavbou a jej
138
násuvovou i zlomovou tektonikou [4]. Na geologickej stavbe územia sa podieľajú útvary:
mezozoikum, terciér a kvartér.
3. Geotechnický monitoring
Trasa rýchlostnej cesty prechádza členitým reliéfom, čomu je prispôsobená aj niveleta cesty
v striedaní zárezov, násypov a premostení údolí. Najväčší vplyv na geológiu počas výstavby
bol v úsekoch hlbokých zárezoch a v zosuvných územiach.
Pre zabezpečenie dlhodobej stability svahov v hlbokých zárezoch, v úsekoch s výskytom
svahových porúch sú zrealizované technické opatrenia – klincovanie svahov, kotvené oporné
a zárubné múry, založené na mikropilótach prípadne na plošnom základe, hĺbkové
a povrchové odvodnenie svahov [5].
3.1 Monitorované veličiny
V rámci monitoringu počas výstavby a následne aj počas prevádzky sú prístrojovou technikou
merané veličiny [6]:
- Deformácie – povrchové a podpovrchové
- Sily a napätia – kotevné sily a tlaky podzemnej vody
- Teplota
3.2 Meracie metódy
3.2.1 Pórové tlaky vody v zeminách
Pre potrebu sledovania nestacionárneho deja (konsolidácie) v zemnom podloží pod vysokými
násypmi sa zvolili uzavreté piezometre s krátkym referenčným časom – vibračné (strunové)
snímače Geokon, ktoré sa inštalovali do 7 vrtov (PV1-100 až PV7-100) v podloží násypu.
V km 4,650 a v km 4,750 sú navrhnuté po 3 vrty a v km 4,700 jeden vrt, v hĺbkach
v rozmedzí od 1,8 m do 3,80 m.
Obr. 2. Situácia monitoringu v mieste vysokého násypu
Fig. 2. Monitoring the situation at the site of a high embarkment
139
Princípom metódy je zaznamenávanie tlaku vody vytláčanej z pórov zeminy od priťaženia
realizovaného násypu. Podstatou monitorovania výstavby vysokých násypov je zaistiť
stabilitu telesa počas realizácie. V prípade že počas rýchleho sypania zeminy do násypu sa
zaznamená, že merané pórové tlaky sa blížia predpísaným výpočtovým kritickým hodnotám,
ktoré môžu pod násypom spôsobiť obmedzenie šmykovej pevnosti až na hranicu 1. medzného
stavu, je nutné pristúpiť k opatreniam. Obvykle to znamená zastavenie realizácie násypu po
dobu rozptýlenia zvýšených pórových tlakov [7]. V prípade hrozby dosiahnutia kritických
hodnôt pórových tlakov je potrebné navrhnúť stabilizačné opatrenia pred pokračovaním prác.
Maximálny nameraný pórový tlak počas výstavby bol nameraný 25 kPa, v súčasnosti je
závislý od zrážok – maximálna hodnota 16 kPa. Počas výstavby postupne z pôvodných 7
inklinometrov ostal funkčný a merateľný aj počas prevádzky len PV3-100. Záverečná správa
[5] geotechnického monitoringu nepredpisuje ďalšie merania vzhľadom na výsledky meraní
a ustálenia konštrukcie aj počas viac ako jedno ročnej prevádzky.
Graf 1. Priebeh meraní pórového tlaku
Graph 1. Progress measurement of pore pressure
3.2.2 Podpovrchové vertikálne deformácie
Pre monitorovanie podpovrchových vertikálnych deformácií (sadanie podložia pod vysokými
násypmi) bol navrhnutý horizontálny inklinometer fy Slope Indicator. Zrealizovaný bol
v dvoch lokalitách na hlavnej trase SO 100, v km 4,650 - HV1-100 a v km 4,750 – HV2-100
(Obr.2). Na objekte SO 262 Oporný múr v okružnej križovatke (Obr. 3) bol zrealizovaný
jeden horizontálny inklinometer IH-262.
Princíp metódy sa zakladá na meraní uhla odklonu od horizontálnej polohy a jeho zmeny.
Meranie sa uskutočňuje pomocou meracieho prístroja, ktorý sa pohybuje v meracej rúre
zabudovanej pred realizáciou prác v drážke a v pieskovom obsype naprieč násypom.
Meraniami sa zisťuje zvislá odchýlka snímača náklonu pohyblivej sondy v stanovených
intervaloch. Porovnávaním jednotlivých nasledovných meraní so základným meraním sa
získaval priebeh prírastkov zvislých deformácií.
Maximálne namerané stlačenie podložia násypu bolo 136 mm. Maximálny prírastok sadania
bol zaznamenaný v období júl – november 2012 a to do 5 mm. Maximálne namerané sadnutie
podložia inklinometrom IH-262 bolo 37 mm bez výrazných prírastkov.
140
Obr. 3. Situácia umiestnenia monitoringu v km 1,500 až 2,500
Fig. 3. Situation of monitoring locations from km 1,500 to km 2,500
Z výsledkov bolo zrejmé, že deformačné procesy aj po spustení úseku do prevádzky
odznievajú. Vzhľadom na to boli predpísané kontrolné merania podpovrchových deformácií
podložia násypov počas prvých dvoch rokoch prevádzky v štvrťročnom intervale. V prípade
potvrdenia ukončenia konsolidácie sa môže od meraní upustiť.
Graf 2. Priebeh sadania podložia násypu – Profil HV2 - 100
Graph 2. Progress of embankment subsoil decrease - Profile HV2 - 100
141
V dvoch zvislých vrtoch na objekte SO 262 (S1-262 a S2-262) sa merali okrem
horizontálnych aj vertikálne deformácie posuvným deformetrom firmy Solexperts.
Princíp metódy spočíva v spojení extenzometrického a inklinometrického merania. V jednom
vrte možno veľmi presne merať horizontálne a vertikálne deformácie súčasne v jednotlivých
hĺbkových úrovniach.
Graf 3. Priebeh sadania násypu – Vrt S2-262
Graph 3. Progress of embankment decrease – Bore S2-262
Maximálne sadnutie násypu za oporným múrom v okružnej križovatke bolo 12 mm (Graf 3.),
výraznejšie prírastky neboli zaznamenané. Na základe výsledkov meraní bolo navrhnuté
meranie počas prvých dvoch rokoch prevádzky v polročnom intervale, následne v ročnom
intervale.
3.2.3 Podpovrchové horizontálne deformácie
Najpočetnejším spôsobom merania deformácií horninového prostredia bola navrhnutá metóda
merania horizontálnych deformácií vo vertikálnych vrtoch [8]. Meranie podpovrchových
deformácií v horizontálnej rovine pre potreby overovania stability dotknutých svahov sa
vykonávali vertikálnym inklinometrickým prístrojom fy Slope Indicator. Na objekte SO 262
Oporný múr v okružnej križovatke boli merané horizontálne deformácie deformetrami vo
vrtoch S1-262 a S2-262 (Obr. 3).
Meranie sa vykonáva podobne ako pri horizontálnom inklinometri meracou sondou, ktorá sa
spúšťa v dvoch polohách do zvislého vrtu s drážkami v dvoch na seba kolmých smeroch.
Odčítanie odklonu (horizontálneho posunu) sa vykonáva v intervaloch 0,5m. Porovnávaním
jednotlivých meraní sa zisťuje veľkosť posunu v rôznych hĺbkach za sledované obdobie,
orientácia a rýchlosť pohybu vo zvolených časových intervaloch.
Pomocou metódy vertikálnej inklinometrie sa sledovali deformácie v rôznych lokalitách
úseku rýchlostnej cesty. Sledovali sa zárezy, hlboké zárezy, vysoké násypy, zárubný múr (SO
260 a SO 267) a oporný múr (SO 262). Celkovo bolo zrealizovaných 33 vertikálnych vrtov,
6ks bolo zničených, z ktorých boli dva vrty ( I1-260 a I2-260) nahradené novými (I1A-260
a I2A-260) (Obr. 3)
142
Obr. 4. Situácia umiestnenia monitoringu v km 1,140 až 1,300 a v km 1,750 – 2,030
Fig. 4. Situation of monitoring locations from km 1,500 to km 2,500 and from 1,750 to 2,030
Inklinometrami IV2-MP až IV21-MP až IV1-100 (Obr. 4 a Obr. 5) sú sledované vodorovné
deformácie v zárezoch na hlavnej trase rýchlostnej cesty. Inklinometre IV2-MP až IV5-MP
monitorujú hlboký zárez (km 1,140 – 1,300). Trasa v ďalších dvoch monitorovacích úsekoch
(km 1,750 – 2,030 a km 2,060 – 2,370), sledovaná inklinometrami IV6-MP až IV17-MP
a IV1-100, prechádza v odreze s vybudovaným zárubným múrom na päte svahu. Trasa
v treťom úseku prechádza plytkými recentnými zosuvmi, ktoré sú síce v súčasnosti stabilné,
ale v potencionálnom stave. Zárubný múr SO 267 je sledovaný inklinometrami I1-267 a I2267 (Obr. 3), pričom do dnešného dňa nebol zistený žiadny relevantný pohyb. V štvrtom
úseku (km 3,200 – 3,500) je trasa vedená opäť v záreze a sledovaná vrtmi IV18-MP až IV21MP (Obr. 5).
Obr. 5. Situácia umiestnenia monitoringu v km 2,060 až 2,370 a v km 3,200 – 3,500
Fig. 5. Situation of monitoring locations from km 2,060 to 2,370 and from km 3,200 to 3,500
Celkovo pri meraní deformácií zárezov nebol zaznamenaný žiaden významný pohyb v hlbších
polohách majúci symptómy pohybu po šmykovej ploche, ktorý by si vyžadoval podrobné
sledovanie, prípadne opatrenie. Na grafe č. 4 možno vidieť príklad priebehu horizontálnych
deformácií v osi Y vrtu IV10-MP. Aj keď celková deformácia z grafu „Smer Y“ v hĺbke 4,0
143
m je 5 mm, na grafe „Zmeny Y“ možno vidieť že najväčšie prírastky deformácií počas meraní
boli práve v tomto bode. Čo v prípade väčších deformácií môže naznačiť pohyb horninového
masívu po šmykovej ploche.
Graf 4. Priebeh horizontálnych deformácií – Vrt IV10-MP
Graph 4. Progress of horizontal deformations – Bore IV10-MP
Vodorovné deformácie vysokých násypov sa merali inklinometrami IV2-100 a IV3-100
(Obr. 2). Maximálna nameraná vodorovná deformácia základovej pôdy v päte násypu je
18mm, pričom možno konštatovať, že pohyby odznievajú. Príklad priebehu deformácií
nameraných IV3-100 po dobu približne 2 rokov od zriadenia vrtu znázorňuje Graf č.5.
Graf 5. Priebeh horizontálnych deformácií – Vrt IV3-100
Graph 5. Progress of horizontal deformations – Bore IV3-100
144
Ostávajúcimi inklinometrickými vrtmi boli monitorované objekty SO 260 Zárubný múr (I1260 nahradený I1A-262 a I2-260 nahradený I2A-262), resp. SO 262 Oporný múr (S1–260
a S2-262)(Obr. 3), na ktorých neboli zaznamenané také deformácie, aké nepredpokladal
projekt.
Na základe nameraných údajov podpovrchových horizontálnych deformácií možno
konštatovať, že monitorované svahy dotknuté výstavbou sa preukázali ako stabilné.
Monitorovanie svahov, zárezov, oporných a zárubných múrov sa predpokladá vykonávať v
počas prvých dvoch rokoch prevádzky v intenzite 1 až 2x ročne, v nasledujúcom období
v závislosti od výsledkov 1x ročne na jar, prípadne u niektorých inklinometroch monitoring
ukončiť. V prípade abnormálnej zrážkovej intenzity sa upraví interval meraní.
3.2.4 Hydrogeologické merania
Meranie hladiny podzemnej vody v pozorovacích hydrovrtoch sa realizoval v dvoch
lokalitách. Na hlavnej trase sa monitoroval zárez v km 2,060 – 2,370, kde boli zriadené tri
vrty PV1-MP až PV3-MP (Obr. 5). Ďalšie dva hydrovrty (H1-260 a H2-260) sa zriadili na
monitorovanie hladiny podzemnej vody v zemnom masíve za objektom SO 260 Zárubný múr
(Obr. 3), z ktorých zostal funkčný H2-260.
Merania sa vykonávali štandardným elektronickým hladinomerom fy Solinst, otvoreným
piezometrom. Princíp metódy spočíva v odčítavaní hladiny spodnej vody elektronickým
snímačom vo zvislých vrtoch.
Záverečná správa [5] nepredpisuje merania hladín podzemnej vody, vzhľadom na otáznu
funkčnosť piezometrických vrtov.
3.2.5 Meranie sily v zemných kotvách
Pre monitoring kotevných síl objektu SO 260 Zárubný múr (Obr. 3) bolo zvolených 5 kotiev
(K6, K30, K52, K63, K76). Na kotvy K6 a K30 boli nainštalované hydraulické dynamometre
firmy Glötzl s priamym odčítaním sily na manometri pri hlave kotvy. Na kotvy K53, K63
a K76 boli nainštalované magnetoelastické dynamometre firmy Inset ukončené elektrickými
káblami pri ústí kotiev.
Obr. 6. Hydraulický dynamometer
Fig. 6. Hydraulic dynamometer
145
Kotvenie svahu je zabezpečené pomocou horninových predpätých lanových kotiev dĺžky
16,0m, predopnuté na F = 750 kN s koreňom dĺžky 8,0 m a v sklone 25˚. Pravidelné kontrolné
merania preukazujú ustálený priebeh síl v kotvách. Maximálna sila 650 kN bola nameraná
v kotvách K52 a K76 (Graf 6).
Graf 6. Priebeh síl v kotve K52
Graph 6. Progress of forces in the anchor K52
Predpísaný interval merania síl v kotvách bol zvolený 2x do roka po dobu prvých dvoch
rokoch prevádzky, následne 1x do roka v jarnom období.
4. Záver
Geotechnický monitoring „Rýchlostnej cesty I/66 (R1)“ v trase severného obchvatu Banskej
Bystrice bol navrhnutý v súlade s požiadavkami Eurokódu 7 [8]. V článku sú opísané použité
metódy geotechnického monitoringu ako neoddeliteľnej súčasti projektovej dokumentácie
a výstavby líniových stavieb a výsledky merania deformácií horninového prostredia, hladín
podzemnej vody v monitorovacích vrtoch a síl v kotvách pre rôzne stavebné objekty (oporný
múr, zárez, vysoký násyp, zárubný múr).
Z výsledkov metód monitoringu vyplýva, že monitorované geotechnické konštrukcie sa
správajú podľa projektových predpokladov [3], nie sú zaznamenané žiadne symptómy
neočakávaného správania. Z celkového počtu pôvodných 51 monitorovacích objektov ostalo
aj počas prevádzky funkčných 40 ks [5].
Literatúra
[1] I/66 Banská Bystrica – severný obchvat, Dokumentácia pre stavebné povolenie,
Dopravoprojekt, 2006
[2] Frankovská, J., Kopecký, M. Nové technické predpisy pre cestné komunikácie na
Slovensku. In: Silniční obzor. ISSN 0322-7154, 2009, roč. 70, č. 2, s. 29-32.
[3] Projekt geotechnického monitoring, Chémia servis a.s., 2009
[4] Fussgänger, E., a kol.; 2004: R1 Banská Bystrica – severný obchvat, IG prieskum
146
[5] Záverečná Kolaudačná správa – Geotechnika, Chémia servis a.s., 2012
[6] TKP, Časť: 35, Geotechnický monitoring pre objekty líniových častí pozemných
komunikácií
[7] Chyczyiová, Renáta,; Sledování pórových tlakú v podloží vysokých násypú. Dostupné na:
www.fce.vutbr.cz/veda/JUNIORSTAV2007/pdf/Sekce_2.6/Chyczyiova_Renata_CL.pdf (cit.
3.1.2014)
[8] Turček, P., Frankovská, J., Súľovská, M.: Navrhovanie geotechnických konštrukcií podľa
Eurokódov. Bratislava: Inžinierske konzultačné stredisko Slovenskej komory stavebných
inžinierov, 2010. 160 s. ISBN 978-80-89113-76-7.
147
MODELOVÁ ANALÝZA VLIVU DÍLČÍCH VLASTNOSTÍ ZEMINY NA
HODNOTU MAXIMÁLNÍ AMPLITUDY RYCHLOSTI KMITÁNÍ
MODEL ANALYSIS OF THE INFLUENCE OF PARTIAL SOIL
PROPERTIES ON THE PEAK OSCILLATION VELOCITY
Tomáš Petřík1
Eva Hrubešová2
ABSTRAKT
Příspěvek se zabývá modelovou analýzou vlivu jednotlivých vlastností zeminy na
hodnotu maximální amplitudy rychlosti kmitání buzeného zdrojem vibrací. Pro zachycení
závislosti jsou vytvořeny zjednodušené 2D matematické modely ve výpočetních programech
založených na metodě konečných prvků. V modelu je vždy pouze jedna zemina, konkrétně
štěrk hlinitý, která má proměnou vždy jen jednu ze tří vybraných vlastností. Jedná se
o deformační modul, soudržnost a úhel vnitřního tření. Zdrojem vibrací v modelu je reverzní
vibrační deska. Výsledné hodnoty závislosti maximální amplitudy rychlosti kmitání na
jednotlivých vlastnostech zeminy jsou ve vzdálenostech 5, 10 a 20 m graficky vyhodnoceny.
Z výsledků vyplývá, že s rostoucí hodnotou deformačního modulu zeminy klesá maximální
amplituda rychlosti kmitání a naopak s rostoucí hodnotou pevnostních parametrů roste.
Klíčová slova
Matematický model, maximální amplituda rychlosti kmitání, deformační modul,
soudržnost, úhel vnitřního tření.
ABSTRACT
In this paper we explore the influence of parameters of soil on the peak oscillation
velocity induced by vibration source. To illustrate dependencies there are created
mathematical models based on numerical finite element method. In the mathematical models
only one type of soil with variable properties is involved, particularly the silty gravel is
selected. Variable properties of soil in the models are the deformation modulus, cohesion and
friction angle. In the presented model the vibration source corresponds to the impact of the
reverse vibratory plate. Peak oscillation velocities were graphically displayed for distance 5,
10 and 20 m. The resulting curves show that with increasing deformation module of the
geological environment decreases the peak oscillation velocity and conversely with increasing
strength parameters of the geological environment increases the peak oscillation velocity.
Klíčová slova
Mathematical model, peak oscillation velocities, deformation modulus, cohesion,
friction angle.
1
Ing. Tomáš Petřík, Katedra geotechniky a podzemního stavitelství, Fakulta stavební, VŠB-TU Ostrava, Ludvíka
Podéště 1875/17, 708 33 Ostrava - Poruba, tel.: (+420) 597 321 362, e-mail: [email protected]
2
doc. RNDr. Eva Hrubešová, Ph.D., Katedra geotechniky a podzemního stavitelství, Fakulta stavební, VŠB-TU
Ostrava, Ludvíka Podéště 1875/17, 708 33 Ostrava - Poruba, tel.: (+420) 597 321 373, e-mail:
[email protected]
148
1. Úvod
Na vlastní útlum seizmického vlnění má vliv mnoho parametrů. Velikost amplitudy
ustáleného kmitání závisí na parametrech vibračního zařízení, době působení, geometrii
prostředí a vlastnostech prostředí, kterým se vlnění šíří (Towhata, 2008). Snaha předcházet
negativním vlivům seizmického vlnění vede k podrobnějšímu průzkumu vlastností
horninového prostředí. Ovšem stanovení závislosti maximální amplitudy rychlosti kmitání
pouze na jedné vlastnosti prostředí je velmi obtížné. Jednou z možností jak tuto závislost
sledovat je využití matematických výpočtů či simulací v modelech. Cílem této modelové
studie je prokázání vlivu deformačního modulu a pevnostních parametrů (soudržnosti a úhlu
vnitřního tření) horninového prostředí na maximální amplitudu rychlosti kmitání v tomto
prostředí buzenou umělým zdrojem vibrací. Tento jev by byl v reálném prostředí obtížně
sledovatelný, a proto je využito matematických modelů.
2. Specifikace modelů
Horninové prostředí v modelech tvořila vždy jedna zemina, která měla proměnnou
pouze jednu vlastnost. Konkrétně se jedná o štěrk hlinitý G4 (GM) o parametrech podle
směrných normových charakteristik ČSN 73 1001 (dnes již neplatné normy). Jako proměnné
vlastnosti zeminy byly stanoveny deformační modul v rozmezí od 60 do 80 MPa, soudržnost
v rozmezí od 0 do 8 kPa a úhel vnitřního tření v rozmezí od 30 do 35°. Vstupní parametry
zeminy pro jednotlivé modely jsou uvedeny v Tab. 1. Vliv hladiny podzemní vody nebyl
uvažován.
Tabulka 1 Vstupní parametry horninového prostředí
Table 1 Input parameters of soils
Model *)
Poisson.
číslo
ν [-]
Objemová
tíha
γ [kN.m-3]
Deformační modul
Edef [MPa]
Soudržnost
cef [kPa]
Úhel vnitřního
tření
φef [°]
GM-E-1
60 až 80
4
až
GM-E-11
32,5
GM-c-1
0,30
19
0 až 8
až
GM-c-11
70
GM-Fi-1
4
30 až 35
až
GM-Fi-11
*
) Název modelu ve tvaru XX-Y-11 je složen z označení zeminy (XX) – proměnné vlastnosti (Y) – čísla
modelu (11)
Pro tvorbu 11 matematických modelů pro každou proměnnou vlastnost bylo využito
výpočetního program Plaxis 2D, vs. 2010.01 založeného na metodě konečných prvků (Obr.
1). Modely byly vytvořeny s jednoduché rotačně symetrické 2D geometrií o rozsahu 100 x 50
m (délka x hloubka). Okrajové podmínky byly v modelech použity jak klasické tak i
absorpční stejně jako v (Petřík a kol., 2012). Materiálové tlumení v modelech nebylo
uvažováno. Dynamické zatížení bylo v modelu definováno jako spojité zatížení vyvolané
reverzní vibrační deskou VDR 22 o parametrech (Tab. 2), které vycházely z prospektu
výrobce (NTC, 2012) a z experimentálního měření in-situ (Pinka a kol., 2012), kde bylo
dosaženo frekvence vibrovaní 82 Hz. Doba, po kterou zatížení v modelu působí, je 5 s.
149
Tabulka 2 Vstupní parametry vibrační desky (NTC, 2012)
Table 2 Input parameter of vibrating plate (NTC, 2012)
Reverzní vibrační deska VDR 22
120
Hmotnost
400 x 630
Rozměry desky
100 (82)
Frekvence
22
Odstředivá síla
kg
mm
Hz
kN
Jedenáct modelů pro proměnný deformační modul bylo vytvořeno i ve výpočetním
programu Midas GTS. Základní model byl realizován ve 2D verzi o rozsahu 50 x 50 (délka x
hloubka) s jednou vrstvou zeminy (Obr. 2). Dynamické zatížení bylo definováno stejně jako
ve výpočetním programu Plaxis, jeho působiště však bylo ve středu horní hrany modelu. Na
rozdíl od výpočetního programu Plaxis bylo v těchto modelech uvažováno s materiálovým
tlumením, které bylo zadáno na základě analýzy vlastních kmitů prostředí (Eigenvalue
analysis).
Midas GTS
Plaxis
Obr. 1. a Obr. 2. Ukázka modelu ve výpočetním programu Plaxis a Midas GTS
Fig. 1. - 2. Sample model in Plaxis 2D software and Midas GTS software
3. Výsledky modelování
Z výsledných modelových vlnových záznamů byly při ustáleném stavu kmitání
odečteny maximální amplitudy rychlosti kmitání a sestaveny křivky závislosti maximální
amplitudy rychlosti kmitání na vlastnostech zemin. Na Obr. 3 až Obr. 6 jsou křivky závislosti
na deformačním modulu pro štěrk hlinitý G4 pro vzdálenosti 5, 10 a 20 m od středu vibrační
desky a to jak v horizontálním směru, tak ve vertikálním směru. Z grafů je pak patrné, že
s rostoucím deformačním modulem štěrku hlinitého amplituda rychlosti kmitání klesá.
Obdobně jako v případě štěrku dobře zrnitého a písku dobře zrnitého uvedeného v článku
(Petřík & Hrubešová, 2012). Tato závislost se ve výpočetním programu Plaxis (Obr. 3
a Obr. 4) výrazně projevuje v prvních 10 metrech, po nich dochází k útlumu. Gradient
poklesu maximální amplitudy rychlosti kmitání vzhledem k modulu pružnosti je pro
vzdálenost 5 m roven cca 19 %. V grafech je uvedeno i procentuální vyjádření podílu hodnoty
amplitudy rychlosti kmitání pro maximální analyzovanou hodnotu modulu pružnosti
(80 MPa) a odpovídající hodnotu pro minimální analyzovanou hodnotu modulu pružnosti
(60 MPa). Podobně je tomu u výsledných grafů ve výpočetním programu Midas GTS (Obr. 5
a Obr. 6). I zde s rostoucí hodnotou deformačního modulu klesá amplituda rychlosti kmitání.
Na rozdíl od výpočetního programu Plaxis není sklon těchto křivek tak strmý, gradient
poklesu maximální amplitudy rychlosti kmitání vzhledem k modulu pružnosti nedosahuje ani
jednoho procenta. To je zapříčiněno použitím materiálového tlumení prostředí ve výpočetním
programu Midas GTS.
150
Vertikální směr (y)
Horizontální směr (x)
Obr. 3. a Obr. 4. Závislost maximální amplitudy rychlosti kmitání v horizontálním a
vertikálním směru na deformačním modulu zeminy v softwaru Plaxis
Fig. 3. - 4. The dependence of peak oscillation velocity on deformation modulus in Plaxis
vertikálním směru na deformačním modulu zeminy v softwaru Midas GTS
Fig. 5. - 6. The dependence of peak oscillation velocity on deformation modulus in Plaxis
Na Obr. 7 a Obr. 8 je patrné, že i soudržnost má určitý vliv na maximální amplitudu
rychlosti kmitání, a to především v blízké zóně působícího dynamického zatížení (v prvních
jednotkách metrů). Na rozdíl od deformačního modulu má vliv soudržnosti opačný charakter.
Se stoupající soudržností roste i maximální amplituda rychlosti kmitání. Gradient nárůstu
maximální amplitudy rychlosti kmitání vzhledem k soudržnosti pro vzdálenost 5 m je roven
71% (pro horizontální směr) resp. a 73% (pro vertikální směr). V grafech je opět doplněno
procentuální vyjádření amplitudy rychlosti kmitání s referenční hodnotou v minimu
soudržnosti.
151
vertikálním směru na soudržnosti zeminy v softwaru Plaxis
Fig. 7. - 8. The dependence of peak oscillation velocity on cohesion of soil in Plaxis
Z křivek na Obr. 9. a Obr. 10. je patrné, že vliv úhlu vnitřního tření zeminy na
maximální amplitudu rychlosti kmitání je v poměru s ostatními vlastnostmi (deformačním
modulem a soudržností) minimální. Při analýze těchto křivek je patrné, že s rostoucím úhlem
vnitřního tření amplituda rychlosti kmitání nepatrně roste. Odpovídající gradient nárůstu
maximální amplitudy rychlosti kmitání vzhledem k úhlu vnitřního tření pro vzdálenost 5 m je
roven v horizontálním směru 4% a ve vertikálním směru 12 %.
vertikálním směru na úhlu vnitřního tření zeminy v softwaru Plaxis
Fig. 9. - 10. The dependence of peak oscillation velocity on friction angle of soil in Plaxis
4. Závěr
Z výsledků matematického modelování je patrné, že všechny vlastnosti, které se
v modelech mění, mají vliv na hodnotu maximální amplitudy rychlosti kmitání. S rostoucí
hodnotou deformačního modulu klesá hodnota maximální amplitudy rychlosti kmitání na
rozdíl od rychlosti šíření (Vp a Vs), kde naopak hodnota rychlosti šíření roste. Maximální
amplitudu rychlosti kmitání také výrazně ovlivní materiálové tlumení prostředí, které bylo
zadáno ve výpočetním programu Midas GTS, zatím co ve výpočetním programu Plaxis
nebylo použito. Při jeho použití se míra závislosti maximální amplitudy rychlosti kmitání na
deformačním modulu (úklon křivky) snižuje. Ovšem stanovení hodnot materiálového tlumení
152
je velmi obtížné a bez srovnání s terénním měřením může naopak výsledné hodnoty ještě
zhoršit. Vliv pevnostních parametrů prostředí, konkrétně soudržnosti a úhlu vnitřního tření,
má na rozdíl od deformačního modulu opačný charakter. S rostoucí hodnotou pevnostních
parametrů horninového prostředí roste i amplituda rychlosti kmitání. V případě rostoucí
soudržnosti dané zeminy je ovlivnění amplitudy rychlosti kmitání výrazné na rozdíl od
ovlivnění rostoucím úhlem vnitřního tření.
Pro ověření především kvantitativních výsledků matematického modelování by bylo
vhodné realizovat experimentální monitorovací měření in-situ, která ovšem vzhledem
k charakteru provedených parametrických výpočtů nebude snadné v celém rozsahu
parametrické studie provést.
Poděkování:
Tento příspěvek byl realizován s podporou specifického vysokoškolského výzkumu Studentské grantové soutěže VŠB – TU Ostrava pod identifikačním kódem: SP 2013/139.
Literatura
NTC – Profesionální stavební technika [online]. [cit. 2012-09-13]. Oficiální stránky
společnosti NTC stavební technika. Dostupné z: <http://www.ntc.cz/>
PETŘÍK, T. & HRUBEŠOVÁ, E. Vliv změny deformačního modulu zeminy na šíření
seizmického vlnění. EGRSE. International Journal of Exploration Geophysics, Remote
Sensing and Environment. 2012, Vol. XIX., No. 2, pp.75-83. ISSN 1803-1447
[online].
PETŘÍK, T.; HRUBEŠOVÁ, E.; STOLÁRIK, M. & PINKA, M. Parametric study on the
effects of soil to oscillation velocity. Transactions of the VŠB - Technical University
of Ostrava, Construction Series. Versita, 2012, Vol. XII, No. 2, pp. 1-10. ISSN 18044824.
PINKA, M.; STOLÁRIK, M.; FOJTÍK, R. & PETŘÍK, T. (2012). Experimental Seismic
Measurement on the Testing Construction and The Analyze. Transactions of the VŠB
- Technical University of Ostrava: Construction Series [online]. Warsaw: Versita,
2012, Volume XII, Number 1 / 2012, s. 1-11 [cit. 2012-09-13]. DOI: 10.2478/v10160012-0006-6.
TOWHATA, I. (2008). Geotechnical Earthquake Engineering. Springer Verlag- Berlin
Heidelberg, 2008. 684pp. ISBN 978-3-540-35782-7.
153
EXPERIENCES FROM PILE DESIGN IN KAZAKHSTAN
SKÚSENOSTI Z NAVRHOVANIA PILÓT V KAZACHSTANE
Jakub Stacho1, Yergen Ashkey2
ABSTRAKT
Článok sa zaoberá navrhovaním a vykonávaním zaťažovacích skúšok na pilótových
základoch v Kazachstane. Uvedený je stručný prehľad používania pilót a technológií v danom
regióne strednej Ázie. Stručne je opísaný spôsob navrhovania pilót a vyhodnotenia statických
zaťažovacích skúšok podľa ruských noriem. Pre všeobecné porovnanie sú uvedené taktiež
základné odporúčania Eurokódu 7, týkajúce sa vyhodnotenia statických zaťažovacích skúšok.
Z dôvodu rozsiahlosti danej úlohy sa článok zaoberá iba pilótami zhotovenými technológiou
CFA, pre ktoré boli analyzované výsledky statických zaťažovacích skúšok z Karagandy
a z Atyrau. Výpočty boli realizované použitím MKP prostredníctvom softvéru Plaxis 2D
2011. Na overenie únosnosti pilót bola použitá taktiež alternatívna analytická výpočtová
metóda pre CFA pilóty. Výsledky výpočtov boli porovnateľné s výsledkami statických
zaťažovacích skúšok s viac ako 95 % presnosťouvo všetkých prípadoch.
ABSTRACT
The article deals with design and testing of pile foundations in state of Kazakhstan. A general
short overview of pile design in Kazakhstan is presented. Main points of requirements of
Eurocode 7 for load tests on piles are given for comparison with other (Russian) standards.
The way of execution and evaluation of static load tests on pile foundations in Kazakhstan is
described. Static load tests are analysed only for piles made by technology CFA due to a great
extensiveness of the task. Static load tests on CFA piles have been realised in Karagandy and
Atyrau. Results of static load tests were compared with results of calculations which were
done by FEM using software Plaxis 2D 2011. Design resistance of CFA piles have been
calculated also by using alternative analytical calculation method. Results of calculations
were equal to results of load tests with more than 95 % accuracy in all cases.
1. Introduction
Geoinformation database program which is based on engineering-geological survey of
projects in Astana city allows analysing the regional conditions of soils prior to a detailed
research [1]. Six core engineering-geological elements have been defined for characterization.
Charts include anthropogenic deposits, alluvial clays, medium sands, gravelly sands, alluvial
gravels, eluvial clays, rock ground and also map of zoning for optimization of pile lengths [1].
In Slovakia and other central European countries, static load tests on replacement piles are
used especially for verification of computational design. Generally, piles are often design by
1
Ing. Jakub Stacho, Department of Geotechnics, Faculty of Civil Engineering, Slovak University of Technology
in Bratislava, Radlinského 11, 813 68 Bratislava, Slovakia, e-mail: [email protected]
2
PhD. Yergen Ashkey, KGS-Astana LLP, 99 Abay str., 010008 Astana, Kazakhstan,
e-mail: [email protected]
154
using analytical, empirical or numerical methods or sometimes by using results of in-situ tests
(e.g. SPT, CPT). In Kazakhstan and some other Asian countries, load tests are common part
of pile design. While dynamic tests are used for driven piles, static load tests are used for all
types of bored piles.
Analysis of the using of driven steel H-piles, driven concrete piles, rotary bored piles, DDS
and CFA piles in place of the Astana city have been analysed by Zhussupbekov et al. [2].
CFA and DDS piles have been used for e.g. entertainment centre “Khan Shatyry”, three
apartments “Severnoe Siyanie”, Palace of the Peace, three apartments of “Emerald Towers”.
Based on visual description of ground and mechanical soil properties, ground is divided to
engineering-geological elements (EGE). Static load tests of CFA, DDS and rotary bored piles
have been done in accordance with GOST 5686-94.
Numerical elasto-plastic analysis of CFA piles for Khan Shatyry and Severnoe Siyanie were
presented by Zhussupbekov et al. [3]. Tasks have been done by using FEM, axisymmetric
model. In geological conditions of Astana, volume of the CFA piles have been 1.3 – 1.4 times
bigger than in case of rotary bored piles [3]. Comparison of DDS piles and traditional rotary
bored piles has been presented by Zhussupbekov et al. [3], [4]. Totally, 14 static load tests on
DDS piles of different length and diameter have been done. Their recommendation is
increasing of shaft friction by the coefficient Ycf for presented EGE´s groups.
The article presents general overview and analysis of static load tests which have been done
for Integrated Petrochemical Complex and Infrastructure (IPCI) project in Atyrau, eastern
Kazakhstan, and for foundation of residential building in Karagandy, central Kazakhstan.
2. Evaluation and implementation of static load tests according to Eurocode 7
Static load test of pile in real scale is the most accurate method for determination of loadsettlement curve, resistance of pile. According to requirements of EN 1997-1 [5] for load tests
of piles, static load tests have to be used in these cases[6]:
 using of piles and pile technologies for which no comparable experiences are obtained,
 when piles have not been tested in comparable geological conditions,
 if piles are exposed to too big loads and theoretical knowledge are not sufficient,
 if real behaviour of piles is not corresponding to design.
Number of loading steps and duration of each stage have to be properly selected for correctly
determining of deformation behaviour of piles. Resistance at ultimate load at failure should be
obtained from static load test. Number of load tests for a one building site is not given in EC71. Loading for system piles has to be equal minimally to design load. Characteristic load has
to respect following equation:
,
min
,
,
;
(1)
Correlation factors ξ1 and ξ2 are related to the number of pile tests. Recommended values are
given in table A.9 in EC7-1. The design resistance Rc,d shall be derived from equation:
,
,
⁄ or
,
,
⁄
,
⁄
(2)
Recommended values for three design approaches (DA) are given in tables A.6, A.7 and A.8
[5]. Selection of DA and values of partial factors have been changed in European countries by
155
their national annexes (NA) [7]. DA2 with recommended values of partial factors for
resistance corrected by model factor R,d = 1,1 [8] in Slovakia.
3. Evaluation and implementation of static load tests in Kazakhstan
Preparation and execution of static load tests were carried out in accordance with
requirements of standard GOST 5686-94 [9]. Russian standards and European standards used
different marks and symbols in general view. Marks and symbols used in this subhead are
used according to their original marking and do not correspondent to Eurocode. Bearing
capacity Fd (design resistance) of piles by the results of field tests according to SNiP RK 5.0103-2002 [10] is equal to:
,
.
(1)
Ultimate resistance of pile is Fu,n. Compression load safety factor is c and soil ground safety
factor, which taken into account number of tested piles in an area is g. The ultimate pile
resistance Fu,n is equal to S which is determined from the equation:
.
(2)
,
Coefficient ξ is the coefficient for conversion factor of the limit value of mean settlement of
the structure Su,mt into pile settlement obtained by load test according to the requirements
SNiP RK 5.01-03-2002 [9]. Requirements for maximum permissible settlement of designed
structure are given in SNiP RK 5.01-01-2002 [11].
Static load test and related works have to be performed according to requirements of SNiP RK
1.03-05.2001 [12]. Load testing sequences shall be according to GOST 5686-94 [9].
Requirements of the standard are e.g.:
 piles cast-in-place can be tested after reaching 0.8 fc,d (80% of concrete strength),
 the value loading steps should be 1/10 to 1/15 from maximal pile load,
 reading of settlement shall be taken in 15 min during first hour, 30 min during second
hours and further in every 1 hour;
 loading steps shall be maintained until the increment of the settlement is less than 0.1
mm during last 1 hour (not more than 24 hours),
 compression loading finished when the loading reaches maximal force or when the
settlement reaches 40 mm (which is earlier),
 reading of unloading is 15 min per each step and 1 hour for last one (when axial force
is 0 kN).
3.1 Execution of static load tests in Atyrau
Replacement piles, both rotary bored piles and CFA piles have been situated in 6 testing
areas. Results of tests include load-settlement curves of vertically axially loaded piles and
horizontally loaded piles. The article deals only with parts of these tests due to an
extensiveness of this problematic. Results of static load tests of CFA piles in area 2, 4 and 5
have been analysed. Geometries of CFA piles are shown in the table 1.
156
Table 1 Geometry of CFA piles in Atyrau
Tabuľka 1 Geometria CFA pilót v Atyrau
Test area
2
4
5
Pile No.
T827-5
T827-6
T622-2
T622-3
T622-5
T622-6
Length
(m)
20
20
22
22
22
22
Diameter
(mm)
820
820
600
600
600
600
Design resistance
(kN)
3800
3800
2500
2500
2500
2500
CFA piles have been made by the using drilling rig Soilmec CM-70. Static load test were
carried out more than 40 days after test piles installation. Purpose of the tests is estimation of
the pile resistances in place of IPCI project in Atyrau.
Static load tests have been made by two different ways. Presented is CFA pile, which static
load tests has been stopped at 60 mm settlement (ultimate resistance) which corresponds to
European standard. In comparison, according to GOST standard, static load tests are stopped
when settlement reaches 40 mm.
3.1.1 Geological conditions of IPCI project area
The project is located in Makat region of Atyrau district, 47 km from city Atyrau. Extensive
field works have been done in area of interest. The most appropriate and correct geotechnical
properties of soils have been obtained from studying of Engineering-geological survey report
[13]. The report includes results of field works and results of laboratory works. There
havebeen done 25 boreholes and 25 CPT tests to about 15 m. Soil properties used for
numerical analysis were based also on results of 18 CPT tests made by Fugro [14] to depth
equal 30 m. Laboratory tests include, among other, results of direct shear tests, oedometric
tests and undrained unconsolidated triaxial tests.
Geology of the area is consisting especially of sands and sandy fine-grained soils. The surface
is located in average in elevation point equal to –20.9 m. Phreatic level is –4.03 m below the
surface.
3.2 Execution of static load tests in Karagandy
Two static load tests on CFA piles have been done in Karagandy for foundation of a 10th floor
residential building of the ground plan ca 18 x 34 m. The piles have been made by the using
drilling rig Soilmec CM-70. Both tested piles are 8.0 m long with diameter of 630 mm. Due to
basement level, excavation pit for foundation is approximately 3.7 m below original surface.
Static load tests have been done to maximal load equal 1400 kN.
3.2.1 Geological conditions of project in Karagandy
Geological conditions of Karagandy are represented by sandy silts with lenses of clays and
sandy clays. Basic geotechnical parameters (e.g. , c, , E) have been designated from 3
boreholes of depths 12 to 20 m below surface. Effect of excavation was considered using the
value of overconsolidation ratio.
157
4. Comparison of calculations with results of static load tests
Due to the extensiveness of the task, only one numerical model of CFA pile in Atyrau and one
in Karagandy are presented and discussed. Model of pile, engineering geological conditions
and numerical model are shown in Fig. 1 for Atyrau and Fig. 2 for Karagandy. Analysis are
processed by the using geotechnical software Plaxis 2D 2011. Tasks are modelled like
axisymmetric with using 15 nodes elements. Linear elastic constitutive model was used for
pile body. Advanced Hardening Soil (HS) constitutive model was used for soil layers.
Advanced input soil parameters of HS model [15] were taken into account as: Eoedref = E50ref;
Eurref = 4 .Eoedref and m = 0.7 ~ 0.8 for upper fine-grained soils and m = 0.5 ~ 0.6 for lower
fine-grained soils. In Karagandy, effect of excavation was considered using the value of over
consolidation ratio. Numerical analyses were done in form of a parametric study. Analyses
include 2 x 12 models for CFA pile in Atyrau and 2 x 18 models for CFA piles in Karagandy.
Technology impact, interface, phreatic level and overconsolidation were observed.
Fig. 1.Geotechnical model for numerical analysis of CFA pile in Atyrau
Obr. 1. Geotechnický model pre numerickú analýzu CFA pilóty v Atyrau
158
Fig. 2.Geotechnical model for numerical analysis of CFA pile in Karagandy
Obr. 2. Geotechnický model pre numerickú analýzu CFA pilóty v Karagande
Results of numerical analysis are shown in Fig. 3 for Karagandy and Fig. 4 for Atyrau. As can
be seen from results, using of FEM leads to very positive results. Total resistance of pile
obtained by static load test is shown by black solid curve. Using FEM, distribution of
resistance of pile base has been obtained, too. Computed curves are shown by green dashed
curves. In both cases, calculated load-settlement curves correspond to load settlement curves
with precision of 95 %. Due to good results of numerical modelling, these numerical models
have been also used for calibration of alternative analytical method for CFA piles.
Fig. 3.Comparison of load-settlement curves obtained by static load tests and numerical
modelling for CFA pile in Karagandy
Obr. 3. Porovnanie pracovných diagramov pilóty určených statickou zaťažovacou skúškou a
numerickým modelovaním pre CFA pilótu v Karagande
159
Fig. 4.Comparison of load-settlement curves obtained by static load tests and numerical
modelling for CFA pile in Atyrau
Obr. 4. Porovnanie pracovných diagramov pilóty určených statickou zaťažovacou skúškou a
numerickým modelovaním pre CFA pilótu v Atyrau
Conclusion
The article presents in short view pile design and execution of static load tests on replacement
piles in state of Kazakhstan. Static load test is the best method for pile design, because the
most accurate reflect impact of technology in given geological conditions. Huge amount of
load tests were performed in Kazakhstan in comparison with central European countries,
where tests on piles are used only in some cases for verification of the foundation design.
Results of static load tests done in Atyrau and Karagandy were analysed. These piles have
been made by technology CFA. The software Plaxis 2D 2011 has been used for numerical
modelling. Advanced Hardening soil constitutive model were using for modelling of soil
layers. Numerical analysis were done in form of a parametric study. Totally, 6 CFA piles
from Atyrau and 2 CFA piles from Karagandy have been analysed. Precision of calculations
have been 95 % in both presented cases.
160
Acknowledgement
The authors thank Professor Askar Zhussupbekov and KGS Astana Company for technical
assistance and support.
Literature review
[1]
ZHUSSUPBEKOV, A. Zh. – ALIBEKOVA, N. T. Geotechnical Zoning Territory of
New Capital Astana. In Geotechnical and Geophysical Site Characterization 4 –
Coutinho & Mayne (eds), Taylor & Francis, London, 2013, pp. 1537 – 1542, ISBN
978-0-415-62136-6.
[2]
ZHUSSUPBEKOV, A. Zh. – ASHKEY, Y. – BAZILOV, R. – BAZARBAEV, D. –
ALIBEKOVA, N. – ZHUSSUPBEKOV A. Geotechnical Problems of New Capital
Astana
(Kazakhstan).
Website:
th
www.mygeoworld.info/file/download/10268.Downloaded: 18 December, 2013.
[3]
ZHUSSUPBEKOV, A. – LUKPANOV, R. – TULEBEKOVA, A. Geotechnical
Construction of Piling Foundations on Problematical Soil Ground of Kazakhstan. In:
Proceedings of Indian Geotechnical Conference, Kochi, 15. – 17. December 2011.,
pp. 7 – 14.
[4]
SULTANOV, G., ZHUSUPBEKOV, A., LUKPANOV, R, ENKEBAEV,
S.Comparison analysis of DDS and traditional boring pile works by FEM analysis
results. Proc. L.N.Gumilyev Eurasian National University. Astana, Kazakhstan, 2010,
pp. 219-226.
[5]
EN 1997-1: Eurocode 7 Geotechnical design - Part 1: General rules, 2004.
[6]
TURČEK, P. – FRANKOVSKÁ, J. – SÚĽOVSKÁ, M. Geotechnical Design
according to Eurocode 7. SKSI, Bratislava, 2010, 138 p., ISBN 978 80 89113-76-7 (in
Slovak).
[7]
BOND, A. Past, present, and future of Eurocode 7.
Website: http://www.eurocode7.com/downloads/Past%20present%20and%20future%
0of%20Eurocode%207.pdf, Downloaded: 05th January, 2014.
[8]
STN EN 1997-1/NA: Geotechnical design - Part 1: Slovak National Annexe. 2010.
[9]
GOST 5686-94.Methods of field tests on piles.
[10]
SNiP RK 5.01-03-2002. Pile foundations.
[11]
SNiP RK 5.01-01-2002. Buildings and structures Foundation.
[12]
SNiP RK 1.03-05.2001. Construction safety.
161
[13]
YANBAYEV, S. R. LLP Caspian Institute of Exploration Geophysics. Engineeringgeological and Engineering-geodetic survey within IPS, EP, RY Sites and GDS site.
Engineering-geological survey report. Inv. NO 48702, Revision P01, Atyrau,
Kazakhstan, 2009., 286 p.
[14]
Integrated Petrochemical Complex & Infrastructure project, Unit PDH, Kazakhstan.
Preliminary Geotechnical and Foundation Study Report.Fugro Report No.
C120445/01, 2012., 36 p.
[15]
SCHANZ, T., VERMEER, P. A., BONNIER, P. G., 1999. The hardening soil model:
Formulation and verification. Beyound 2000 in computational geotechnics – 10 Years
of Plaxis. Balkema, Rotterdam.
162
Nové poznatky v geotechnickom inžinierstve, Kočovce, 21. - 22. 1. 2014
NUMERICKÉ MODELOVÁNÍ DEGRADACE PRIMÁRNÍHO OSTĚNÍ
NUMERICAL MODELLING OF PRIMARY LINING DEGRADATION
Jiří Šach1
ABSTRAKT
Tento příspěvek popisuje přípravu zjednodušeného trojrozměrného numerického modelu
tunelu pro modelování interakce primárního a sekundárního ostění. Hlavní důraz je kladen na
simulaci degradace primárního ostění v průběhu životnosti díla. Jsou zde popsány některé
způsoby modelování tohoto procesu a představeny výsledky získané ze sestaveného modelu.
ABSTRACT
This article describes the preparation of a three-dimensional simplified numerical model for
the simulation of the interaction of primary and secondary tunnel lining during the
construction and the process of degradation of the primary lining sprayed concrete. It presents
some procedures for modelling of this phenomenon and the results obtained from the model.
1. Úvod
Numerické modelování podzemních staveb je dnes běžnou praxí. Provádí se jak ve fázi
projektové přípravy za účelem určení návrhových vnitřních sil, tak i v průběhu výstavby pro
ověření správnosti a ekonomičnosti návrhu. V běžných případech se používají dvojrozměrné
modely, k prostorovému modelování se přistupuje jen u složitějších úloh.
Často se modeluje ražba a konstrukce primárního ostění v jednom modelu a konstrukce
definitivního ostění v jiném. Při modelování definitivního ostění se mimo vlivů teplotních
změn, reologických jevů a tlaku podzemní vody do modelu vnáší plné zatížení horninovým
prostředím za předpokladu úplné ztráty únosnosti primárního ostění.
Tento článek představuje počáteční fáze přípravy numerického modelu pro simulaci
degradace primárního ostění za účelem sledování přenosu zatížení do definitivního ostění
v průběhu životnosti podzemní konstrukce. Jedná se o prostorový model zahrnující ražbu,
instalaci primární a sekundární ostění a proces degradace stříkaného betonu primárního
ostění.
2. Degradace primárního ostění
V inženýrské praxi v České republice se předpokládá, že v průběhu životnosti podzemního
díla dojde k úplné ztrátě únosnosti primárního ostění a plnému přenosu zatížení na ostění
definitivní.
Degradace primárního ostění může být způsobena chemickými, fyzikálními a jinými jevy.
Většinou se jedná o kombinaci dvou nebo více procesů. Velkou roli hraje přítomnost
podzemní vody a její mineralizace. Protože primární ostění není chráněno izolací, je tak úplně
1
Ing. Jiří Šach, Katedra geotechniky, Stavební fakulta ČVUT v Praze, Thákurova 7, 166 29 Praha 6,
tel.: +420 724 122 496, e-mail: [email protected]
163
vystaveno chemickým a fyzikálním procesům, což vede k postupné degradaci samotného
betonu a následně korozi ocelové výztuže. Další fyzikální procesy jako stárnutí betonu a
změny napjatosti v masivu (bobtnání, reologické jevy) musí též být v analýze zohledněny.
3. Numerické modelování
3.1 Model a jeho geometrie
Numerický model byl zpracován v programu pro výpočet metodou konečných prvků (MKP)
ZSoil PC 2009 3D švýcarské společnosti Zace Services Ltd.. Pro počáteční fázi modelování
byl připraven zjednodušený model, který měl za účel prověřit samotnou proveditelnost
modelování vyšetřovaného problému.
Obr. 1. Geometrie modelu
Fig. 1. Model geometry
Geometrie problému (Obr. 1.) byla zjednodušena na tunel kruhového profilu o vnitřním
poloměru 4,0 m s primárním ostěním mocnosti 0,3 m a definitivním ostění mocnosti 0,4 m.
Celkový poloměr výrubu je tedy 4,7 m.
Obr. 2. Síť konečných prvků
Fig. 2. Finite element mesh
164
Rozměry modelu byly přizpůsobeny tak, aby použité okrajové podmínky tzv. tuhé vany
neovlivňovaly výsledky výpočtu. Přesněji, vzdálenost okraje modelu od osy díla by měla být
nejméně 4-5 násobek šířky díla a hloubka modelu pod počvou nejméně 2-3 násobek výšky
díla. Díky symetrii bylo možné modelovat pouze polovinu problému. Výsledné rozměry
modelu jsou: šířka 50 m, výška 80 m a délka 60 m. Délka modelu byla zvolena opět
s přihlédnutím k vlivu okrajových podmínek. Osa výrubu leží v polovině výšky, nadloží díla
je 35,3 m stejně jako vzdálenost počvy od spodního okraje modelu.
Model je celkem tvořen 42444 konečnými prvky (Obr. 2). Byly použity kvádrové prvky
s osmi uzly (B8) jejichž rozměry se liší v závislosti na jejich poloze. V příčném řezu (Obr. 2.
vpravo) byla obě ostění rozdělena na 2x20 prvků, pro vnitřek výrubu byla použita
nestrukturovaná síť s délkou hrany prvku 0,5 m, horninové prostředí bylo modelováno
pomocí strukturované sítě o délce hrany prvku 2 m s výjimkou přechodové zóny v okolí
výrubu.
V podélném směru (Obr. 2. vlevo) je síť konečných prvků s prvky délky 2 m prvních a
posledních 24 m. Na 12 metrech ve středu modelu je délka prvku zkrácena na 1 m pro
zlepšení přednosti výsledků v této oblasti.
Kontakt primárního a sekundárního ostění a kontakt mezi sekcemi definitivního ostění je
modelován dvojrozměrnými kontaktními prvky definovanými stěnami sousedních
trojrozměrných prvků.
3.2 Modelování ražby, zajištění výrubu a proces degradace primárního ostění
Vzhledem k nutnosti zajistit vnitřní síly v ostění odpovídající reálným podmínkám při ražbě
NRTM bylo třeba před simulací degradace stříkaného betonu modelovat i samotnou ražbu a
instalaci primárního a následně definitivního ostění.
Ražba probíhá plným profilem a byla od kraje modelu modelována s dlouhým záběrem, který
se zkracoval směrem ke středu modelu a následně znovu prodlužoval směrem ke druhému
konci. Krátké záběry ve středu modelu byly zvoleny z důvodu zvýšení přesnosti výsledku,
naopak u krajů mohou být postupy delší bez výrazného ovlivnění výsledku ve střední části.
Délka záběru na prvních 12 metrech je 4 m, dalších 12 m je pak rozděleno na 6 záběrů délky
2 m, středních 12 m je rozděleno na záběry délky 1 m. Celkem je model dlouhý 60 m
rozdělen na 30 záběrů (Obr. 3).
Aplikace prstence primárního ostění následovala s odstupem jednoho kroku za exkavací
profilu po úsecích stejné délky. Definitivní ostění bylo instalováno po sekcích délky 12 m
jednotlivě v pěti krocích po dokončení ražby a instalaci primárního ostění.
Po dokončení aktivace definitivního ostění byla v deseti krocích simulována degradace
primárního ostění.
Obr. 3. Konstrukční fáze modelu (vlevo – ražba, vpravo – definitivní ostění)
Fig. 3. Construction phases (left – excavation, right – secondary lining)
165
3.3 Způsob modelování degradace primárního ostění
Literatura zmiňuje několik způsobů jak zavést jednotlivé jevy do numerického modelu.
Stárnutí a reologické změny jsou většinou modelovány vnesením přetvoření a snížením
tuhosti materiálu. Přítomnost podzemní vody a jí způsobená degradace se doporučuje
modelovat snížením pevnosti materiálu, případně zmenšením průřezové plochy.
Z pohledu implementace degradace materiálu do numerického modelu existují dva hlavní
přístupy, které se liší použitým materiálovým modelem. Při použití elastického materiálového
modelu se degradace simuluje pouze snižováním modulu pružnosti. Druhou možností je
použití Mohr-Coulombova materiálového modelu a v tom případě je pak degradace nahrazena
snižováním materiálových charakteristik přibližně na hodnotu odpovídající ulehlému štěrku.
Jakousi kombinací těchto přístupů může být použití elastického-perfektně plastického
modelu, do kterého lze zavést známý modul pružnosti betonu a definovat plastické chování po
vzniku plastických kloubů.
3.4 Materiálové parametry
Pro horninové prostředí byl použit Mohr-Coulombův materiálový model. Obě ostění byla
modelována jako isotropický elastický materiál.
Kontaktní prvky byly uvažovány bez schopnosti přenášet smyková napětí. V případě kontaktu
mezi primárním a sekundárním ostěním to odpovídá použití mezilehlé foliové izolace a
pracovní spára mezi sekcemi definitivního ostění se zpravidla vyplňuje polystyrenem a/nebo
trvale pružným tmelem. Pokud by měl model prezentovat použití stříkané izolace, musely by
se parametry získat experimentálně.
Parametry horninového prostředí odpovídají velmi kvalitní skalní hornině a byly tak zvoleny
záměrně, protože stabilita díla v tuto chvíli nebyla hlavním zájmem.
U stříkaného betonu primárního ostění byla zanedbána časová závislost nárůstu tuhosti a
pevnosti v počátečních fázích. Byla použita konstantní hodnota modulu pružnosti
odpovídající přibližně polovině běžného modulu pružnosti zralého stříkaného betonu.
Degradace primárního ostění byla modelována jako snižování modulu pružnosti v deseti
krocích vždy o 10% na konečnou hodnotu 0,01% původní hodnoty. Parametry všech
materiálů jsou v tabulce 1.
Tabulka 1 Materiálové parametry
Table 1 Material parameters
Parametr
Hornina
Mat. model
E
[kPa]
ν
[-]
γ
[kN.m-3]
c
[kPa]
φ
[°]
Kn
[kN.m-3]
Ks
[kN.m-3]
ψ
[°]
Mohr-Coulomb
500 000
0,4
27
3000
35
-
Primární
ostění
pružný
10 000 000
0,2
23,5
-
Definitivní
ostění
pružný
30 500 000
0,2
25
-
Kontakt
0
0
10 000
1
0
4. Výsledky
Cílem tohoto modelu nebylo získat přesné hodnoty vnitřních sil pro následný návrh tloušťky a
výztuže ostění. Hlavním cílem bylo zjistit, zda je takto vůbec možné modelovat
166
spolupůsobení primárního a sekundárního ostění a přenos zatížení do sekundárního ostění
v průběhu degradace stříkaného betonu primárního ostění.
Bylo sledováno napětí ve dvojici prvků, v jednom prvku primárního ostění a v jednom prvku
sekundárního ostění. Tyto prvky leží ve střední části modelu na vnější straně ostění přibližně
ve výšce osy výrubu.
Graf 1 ukazuje časovou závislost průběhu napětí ve zmíněných dvou prvcích. U prvku
primárního ostění (zelená křivka) jsou vidět změny napjatosti v průběhu ražby. Počáteční
skok do negativních hodnot a následný strmý nárůst až k hodnotám překračujícím únosnost
betonu v tahu spolu s poklesem napětí u konce ražby jsou nezvyklé a ukazují na dílčí problém
v modelování postupu ražby.
Graf 1 Časový průběh napětí ve sledovaných prvcích ostění
Graph 1 Stress development in the monitored elements of the lining
V průběhu instalace definitivního ostění (kroky 34-38) pak dochází k mírnému poklesu
napětí, který však není nijak zásadní. Až při začátku procesu degradace stříkaného betonu
primárního ostění začíná výrazné snižování napětí a jeho přenos do ostění definitivního. To je
vidět na křivce odpovídající prvku definitivního ostění (červená křivka), která po počátečním
mírném nárůstu začíná strmě růst.
V posledním bodu grafu je vidět velmi malé napětí v prvku primárního ostění a naopak velké
napětí v prvku definitivního ostění. Průběh křivek mezi výpočtovými kroky 40 a 50 jasně
ukazuje přenos napětí z primárního do sekundárního ostění.
167
5. Závěr
Cílem počáteční fáze modelování interakce primárního a sekundárního ostění v průběhu
degradace stříkaného betonu primárního ostění bylo sestavit zjednodušený funkční numerický
model a ověřit jeho schopnost modelovat přenos zatížení z primárního do definitivního ostění
v průběhu životnosti podzemního díla.
Při sestavování modelu bylo přijato několik zjednodušení a zobecnění jak ve fázi přípravy
geometrie modelu, tak i pro použité materiálové modely.
Bylo prokázáno, že zvolený postup přípravy a sestavení numerického modelu umožňuje
modelovat průběh přenosu zatížení z primárního do sekundárního ostění. Výsledky ale
ukázaly na několik problémů ve fázi simulace ražby.
V následujícím období se bude model modifikovat, zpřesňovat a ladit. Celá řada jevů byla
v této počáteční fázi zanedbána nebo výrazně zjednodušena. Všechny tyto „zkratky“ se musí
postupně odstranit, aby bylo možné sestavit plnohodnotný numerický model a na něm co
možná nejpřesněji simulovat průběh a dopady degradace primárního ostění.
Literatura
ALDORF, J., ĎURIŠ, L.: Statika sekundárního ostění tunelu Valík, Tunel, 2006, 15(3), 2636, ISSN 1211-0728
GALLI G., GRIMALD, A., LEONARDI A.: Three-dimensional modelling of tunnel
excavation and lining, Computers and Geotechnics, 2004, 31(3), 171-183, ISSN 0266352X
MARCHER T., JIRICNY F.: Interaction of primary lining and final lining of a NATM tunnel
with respect to relevant long-term effects, Winter Workshop of Rock mass Mechanic,
2004, Zakopane, Poland
MARCHER T., JOHN M., RISTIC M.: Determination of load-sharing effects in sprayed
concrete tunnel linings, Underground construction 2011 – Conference and exhibition,
June 2011 Earl Courts, London, UK
MÖLDLHAMMER H.-M.: Numerical methods for tunnelling using ABAQUS and
investigations of long-time effects of the shotcrete shell and its impact on the combined
support system, Leoben 2011, Master Thesis, Montanuniversität Leoben, Chair of
Subsurface Engineering
ORESTE P.P., PEOILA D.: Modelling progressive hardening of shotcrete in convergenceconfinement approach to tunnel design, Tunnelling and Underground Space Technology
incorporating Trenchless Technology Research, 1997, 12(3), 425-431, ISSN 0886-7798
RODRÍGUEZ-REBOLLEDO J.F., AUVINET G., VÁZQUEZ F.: Design of tunnel lining in
consolidating soft soils, In: Proceedings of the 18th International conference on soil
mechanics and geotechnical engineering, Paris, 2013, 1765-1768
SANDRONE, F., LABIOUSE, V.: Analysis of the evolution of road tunnels equilibrium
conditions with a convergence–confinement approach, Rock Mechanics and Rock
Engineering, 2010, 43(2), 201-218, ISSN 0723-2632
TRUTY A., ZIMMERMANN T., PODLEŚ K., OBRZUD R., URBAŃSKI A., COMMEND
S., SARF J.-L.: Zsoil.PC 2012 User manual, Lausane: Elmepress International, 2012,
ISBN 2-940009-08-2
USMAN, M., VOLDERAUER, Ch., GSCHWANDTNER, G., GALLER, R.: Three
dimensional load analysis of tunnel linings including weathering processes of the
shotcrete, BHM Berg- und Huttenmannische Monatshefte, 2011, 156(12), 487-491,
ISSN 0005-8912
168
VYUŽITÍ SIMULAČNÍCH METOD KE STANOVENÍ VSTUPNÍCH
PARAMETRŮ PRO NÁVRH ZEMNÍCH KOTEV
THE USE OF SIMULATION METHODS TO DETERMNE THE INPUT
PARAMETERS OF GROUND ANCHORS
Jan Štefaňák1
ABSTRAKT
Injektované pramencové zemní kotvy jsou nejrozšířenějším prvkem používaným v ČR pro
kotevní práce spojené se zakládáním a speciálními zemními pracemi. Při návrhu zemní kotvy
lze vycházet z postupu využívajícího průměrné plášťové tření po délce kořene kotvy. Článek
se zabývá metodikou stanovení smluvního parametru plášťového tření pomocí statistických a
simulačních metod. Pro stanovení tohoto parametru jsou využity záznamy o provedených
kontrolních zkouškách zemních kotev.
ABSTRACT
Excavations are considered key structures to most of civil and mining engineering projects.
Postgrouted prestressed ground anchors are usually associated with these projects. Many of
design methods are based on bond shear stress on contact of the bond skin and surrounding
soil. The paper deals with the methodology to specify stipulated bond shear stress parameter
for geotechnical conditions of stiff clays using statistical and simulation methods. Proposed
methodology is based on data abstracted from acceptance tests records.
1. Cíle studie
Kotvení je velmi frekventovanou metodou speciálního zakládání, která umožňuje přenos
značných tahových sil ze stavební konstrukce do zemního prostředí, případně slouží ke
stabilizaci zemního či horninového masivu samostatnými předepnutými horninovými
kotvami. Používají se nejen jako podpory u pažení stavebních jam, ale také pro zajištění
stability zemních svahů včetně sanace sesuvů, pro stabilizaci stěn v zářezech a odřezech, pro
stabilizaci tunelových portálů a stěn podzemních kaveren, pro zajištění stavebních konstrukcí
proti vyplavání působením vztlaku, případně proti posunutí či překlopení [10].
Při dimenzování zemních kotev je v současnosti uplatňováno více metodik od jednoduchých
empirických vztahů až po pokročilé metody matematického modelování metodou MKP.
Jedna z metod, vhodná např. pro předběžný návrh kotvy v nižších úrovních zpracování
projektu, je založena na stanovení velikosti kořene kotvy v závislosti na přípustném
plášťovém tření mezi tělesem kořene kotvy a okolní zeminou [12]. Cílem této práce je
navrhnout postup pro definování parametru plášťového tření v zemním prostředí tvořeném
jíly pevné konzistence pomocí zpětné analýzy provedených kontrolních zkoušek statistickými
a simulačními metodami.
1
Ing. et Ing. Jan Štefaňák, Vysoké učení technické v Brně, Fakulta stavení, Ústav geotechniky, Veveří 331/95,
602 00, Brno, tel: +420 541 147 332, email: [email protected]
169
2. Podklady pro analýzu
Během instalace injektované zemní kotvy jsou vedeny záznamy o jednotlivých
technologických výrobních krocích. Pro každý realizovaný prvek tak vzniká sada dokumentů
tvořených hlášením o vrtání, hlášením o injektáži, protokolem o napínání kotvy a souhrnným
protokolem o kotvě. Údaje získané z těchto záznamů poskytují základní vstupy pro zpětnou
analýzu provedených kotev.
Data analyzovaná v tomto příspěvku pochází z projektu kotvení podzemní stěny tvořící
pažení stavební jámy technologického centra tunelu Dobrovského v Brně. Kotvení bylo
realizováno prostřednictvím kotev tvořených šesti pramenci Lp15,7 mm instalovaných pod
úhlem 15° od vodorovné roviny.
Zemní prostředí je tvořeno pevnými brněnskými neogenními jíly, klasifikovanými v době
zpracování projektu podle ČSN 73 1001 jako F8-CV, s vlastnostmi [7]:





míra překonsolidace OCR = 6
vlhkost w = 32%  37%
vlhkost na mezi plasticity wp = 29%  33,4%
vlhkost na mezi tekutosti wL = 77%  85%
zdánlivá hustota pevných částic ρs = 2725 kg/m3
2.1 Zdrojová data
Všechny údaje, které definují geometrii zkoumaného prvku, jeho materiálové charakteristiky
a informace o technologickém postupu lze čerpat z protokolu o kotvě a napínacího protokolu.
Oba tyto dokumenty jsou standartní součástí předávací dokumentace provedených kotevních
prací. Údaje o prvku použité pro další zpracování jsou:











Ltf,1 volná délka táhla (délka táhla mezi kotevní hlavou a počátkem kotevní délky
táhla) předepsaná projektem. Viz obr. 1
Ltb,1 kotevní délka táhla (délka táhla, která je vetknuta do injekční směsi a je
schopna přenášet aplikovanou sílu). Viz obr. 1
Le
vnější délka kotevního táhla (délka měřená od ukotvení kotevního táhla v hlavě
k místu uchycení táhla v napínacím lisu) Viz obr. 1
n
počet kusů ve svazku táhel vícepramencové kotvy
Φ1
průměr jednoho kotevního táhla
A1
plocha průřezu jednoho kotevního táhla
E
modul pružnosti materiálu táhla
d
průměr vrtu pro kotvu definovaný rozměry vrtného nástroje
PP
velikost zkušební síly
velikost předtížení PA = 0,9 * PP
PA
ΔL,m velikost posunu (jeho elastická složka) měřená v hlavě kotvy, odpovídající
zatížení zkušební silou PP
170
Analyzované kotvy jsou tedy definovány výše popsanými parametry. Pro potřeby dalšího
zpracování jsou kotvy rozčleněny do souborů charakterizovaných vždy stejnou volnou a
kotevní délkou táhla a hladinou zkušební síly PP. Viz Tab. 1
1 bod ukotvení v napínacím zařízení, 2 bod ukotvení v hlavě kotvy, 3 podkladní deska, 4
podbetonování, 5 kotvená konstrukce, 6 zemina, 7 vrt, 8 povlaková trubka, 9 táhlo, 10
kořen kotvy, Ltfree volná délka kotvy, Ltfixed kořenová délka kotvy, Ltf volná délka táhla, Ltb
kotevní délka táhla, Le vnější délka kotevního táhla
Obr. 1. Schéma injektované kotvy, převzato z [2]
Fig. 1. Sketch of ground anchor [2]
Tabulka 1 Rozdělení analyzovaných kotev do statistických souborů
Table 1 Distribution of analyzed anchors into statistical data files
A
[m2]
E
[GPa]
880
920
950
Počet
táhel n
[ks]
6
6
6
9,0E-04
9,0E-04
9,0E-04
195
195
195
980
6
9,0E-04
195
Výběr
Ltf [m]
Ltb,1 [m]
PP [kN]
A
B
C
7
8
11
12
12
12
D
11
12
2.1 Metodika zpracování zdrojových dat pro další analýzu
Práce s primárními daty dále spočívá ve stanovení výpočtové volné délky táhla každé kotvy a
kontrole splnění akceptačních kritérií definovaných normou [2] týkajících se jejích limitních
hodnot.


Výpočet průřezové plochy svazku táhel kotvy
(1)
A = A1*n
Výpočet volné délky táhla Ltf,2 (délka táhla mezi kotevní hlavou a počátkem kotevní
délky táhla) odpovídající naměřenému pružnému přetvoření táhla ΔL,m. Odpovídá
výpočtové volné délce táhla podle [2]
171
L


∗ ∗
L
,
,
(2)
Ověření splnění akceptačního kritéria porovnáním výpočtové volné délky táhla Lapp
s jejími limitními hodnotami Lapp,min a Lapp,max. Splnění akceptačních kritérií zajišťuje
vyloučení prvků, u kterých dochází například k výraznému tření ve volné délce táhla,
ze souboru prvků použitých pro další analýzu.
L ,
0,8 ∗ L ,
L
(3)
L
,
Max L
L
,
L
L
L
,
0,5 ∗ L
,
; 1,1 ∗ L
,
L
(4)
(5)
,
Výpočet kotevní délky táhla Ltb,2 (délka táhla, která je vetknuta do injekční směsi a je
schopna přenášet vnášenou sílu) vyvinuté během napínání
L ,
L ,
L ,
L ,
(6)
3. Statistická analýza
Jednou z cest k získání hledaného smluvního parametru plášťového tření τ je provedení
statistické analýzy souborů hodnot naměřených pružných posunů, spočívající v přiřazení
rozdělení náhodné veličině ΔL,m na základě testů dobré shody, následné transformaci na
hledanou náhodnou veličinu τ a vyšetření číselných charakteristik rozdělení transformované
veličiny. Tento postup je načrtnut v kapitole 3.
3.1 Rozdělení náhodné veličiny
U mnoha náhodných veličin bývá dosaženo dobré shody rozdělení náhodného výběru
s normálním rozdělením. Při vyšetřování parametrů s velkým rozptylem (tj. s hodnotou
variačního koeficientu CoV=S/X > 0,3) je preferováno použití logaritmicko – normálního
rozdělení. Teoretické rozdělení náhodné veličiny ΔL,m bylo tedy v prvním přiblížení
předpokládáno normální (někdy též Laplaceovo-Gaussovo) s parametry μ a σ2 [8]. Označme
normální rozdělení N (μ, σ2), které je definováno hustotou pravděpodobnosti ve tvaru
f
√
e
(7)
2
Pak parametr μ je střední hodnotou normálního rozdělení a parametr σ je jeho rozptylem. Pro
bodový odhad parametru μ se použije výběrový průměr X
∑ X
X μ
(8)
který je nejlepším nestranným a konzistentním odhadem střední hodnoty. Pro bodový odhad
parametru σ2 se použije tzv. výběrový rozptyl S2
∑
S
σ
X X
(9)
Shoda zvoleného teoretického rozdělení se skutečným empirickým rozdělením náhodné
veličiny (pružná složka posunu hlavy kotvy ΔL,m) se ověří pomocí některého z tzv. testů
dobré shody. Na zvolené hladině významnosti α = 0,05 se provede např. neparametrický
jednovýběrový Anderson - Darlingův test. Tento test slouží k testování nulové hypotézy
H0: Náhodný výběr veličiny ΔL,m pochází z normálního rozdělení N(μ, σ2)
vůči alternativě
HA: Náhodný výběr veličiny ΔL,m nepochází z normálního rozdělení N(μ, σ2);
kde za parametry μ, σ2 jsou použity jejich odhady X a S2 definované výše. Vice o použitém
testu dobré shody viz [4].
172
3.2 Transformace náhodné veličiny
Při zjišťování velikosti plášťového tření τ nastává situace, kdy je třeba zjistit zákon rozdělení
náhodné veličiny Y (plášťové tření τ), která je funkcí náhodné veličiny X (pružná složka
posunu hlavy kotvy ΔL,m), jejíž zákon rozdělení je znám:
Y h X
(10)
kde h je reálná funkce jedné reálné proměnné definovaná na oboru hodnot náhodné veličiny
X. O náhodné veličině Y lze potom říct, že vznikla transformací h náhodné veličiny X [9].
Nejprve je třeba vyjádřit distribuční funkci náhodné veličiny X. V odstavci 3.1 bylo na
základě testu dobré shody ověřeno, že výběr veličiny X pochází z normálního rozdělení.
Distribuční funkce normálního rozdělení má tvar:
X ∼ F x
P X x
e
dt
(11)
√
Pravděpodobnost ve vztahu (11) se pak vyjádří pomocí náhodné veličiny X. S využitím
definičního vztahu distribuční funkce náhodné veličiny Y:
F y
P Y y
(12)
to lze zapsat jako distribuční funkci Fx(x) náhodné veličiny X s funkční hodnotou obsahující
náhodnou veličinu Y jako:
Y ∼ F y
P h X
y
(13)
Hustotu pravděpodobnosti náhodné veličiny Y lze pak vyjádřit jako derivaci upravené
distribuční funkce FY(y):
Y ∼ f y
F y
(14)
Střední hodnota náhodné veličiny Y je pak:
EY
μ
yf y d
(15)
a rozptyl
DY
σ
EY
EY
(16)
Kde:
(17)
EY
y f y d
V konkrétním řešeném příkladě stanovení plášťového tření je transformační funkce vyjádřena
vztahem:
h X
(18)
. .
. .
,
. .
,
,
,
. .
,
,
Následně musí být pro takto získané rozdělení stanoveny kvantily teoretického
pravděpodobnostního modelu, odpovídající bezpečnosti požadované normativními předpisy
[1], [3].
Přesné řešení vztahů (13) – (17) se po dosazení funkce (18) stává komplikovaným. Pro
urychlení a usnadnění výpočtu číselných charakteristik náhodné veličiny Y (plášťové tření τ)
lze s výhodou využít simulační metody typu Monte Carlo. Za tímto účelem byl dále využit
software FReET [6], [9].
4. Využití programu FReET
Postup statistického zpracování naměřených hodnot posunů popsaný v kapitole 3 lze provést
„ručně“, částečně zautomatizovat pomocí tabulkového editoru, nebo využít některý
z komerčních balíků statistických programů. Kapitola 4 ukazuje postup stanovení smluvního
plášťového tření pomocí programu FReET [5]. Použitím tohoto software se zpracování dat
stává efektivnějším, zvláště při velkém počtu analyzovaných souborů.
173
4.1 Rozdělení náhodné veličiny
Program umožňuje vyhodnocení naměřených dat formou provedení testu dobré shody
s následným přiřazením nejvhodnějšího pravděpodobnostního rozdělení a výpočtu jeho
číselných charakteristik (např. průměr, koeficient variace CoV apod.) zadaného souboru
naměřených hodnot. Tato operace byla provedena pro každý ze čtyř souborů popsaných v tab.
1. Každý ze souborů obsahoval měřené posuny pro 7 zkoušených kotev.
4.2 Výpočet číselných charakteristik pomocí simulačních metod
Náhodná proměnná X (pružná složka posunu hlavy kotvy ΔL,m), resp. informace o jejím
rozdělení a číselné charakteristiky rozdělení vypočtené v předchozím bodě (odstavec 4.1),
slouží dále jako náhodný vstup pro další zpracování, které sestává z těchto kroků:

Vygenerování určeného počtu realizací jednorozměrného vektoru X (ΔL,m)

Definování transformační funkce

Vypočtení hodnoty funkce
pro všechny vygenerované realizace X (ΔL,m)

Přiřazení nejvhodnějšího rozdělení výběru tvořenému realizacemi funkce
a
vypočtení jeho číselných charakteristik.
Pro generování realizací vektoru X (ΔL,m) lze zvolit z několika dostupných simulačních
metod. Lze provést prostou simulaci metodou Monte Carlo, nebo použít tzv. stratifikované
simulační techniky, jako je např. metoda LHS - Latin Hypercube Sampling.Více o
jednotlivých simulačních metodách viz [6].
5. Výsledky
Výstupy procesu popsaného v kapitole 4 jsou jednak grafické, viz např. Obr. 2 a Obr. 3, které
se vážou k souboru „A“ definovanému v Tab. 1. Hledané hodnoty plášťového tření τ, resp.
charakteristiky popisující jeho rozdělení, jsou sumarizovány v Tab. 2. Výsledky jsou získány
na základě 100 000 simulací pomocí simulační metody LHS mean.
vodorovná osa = velikost ΔL,m, svislá osa = hustota pravděpodobnosti rozdělení
Obr. 2. Hustota rozdělení náhodné veličiny X (ΔL,m) ze souboru „A“ (Weibull min, 2 par)
Fig. 2. Probability density function (Weibull min, 2 par) of random variable X (ΔL,m) coming
174
from the statistical data file „A“
vodorovná osa = velikost τ, svislá osa = hustota pravděpodobnosti rozdělení
Obr. 3. Hustota rozdělení náhodné veličiny Y (τ) ze souboru „A“ (Weibull min (3par))
Fig. 3. Probability density function (Weibull min, (2 par)) of random variable Y (τ) coming
from the statistical data file „A“
Tabulka 2 Charakteristiky rozdělení smluvního plášťového tření τ [MPa]
Table 2 Parameters of probability distributions of stipulated bond stress τ [MPa]
Výběr
Rozsah n
Průměr
Směrodatná
odchylka
CoV
Rozdělení
A
B
C
D
7
7
7
7
0,167
0,153
0,206
0,161
0,0034
0,0026
0,0340
0,0073
0,0204
0,017
0,165
0,045
Weibull min (3par)
Weibull min (3par)
Lognormal (3par)
Weibull min (3par)
5. Diskuze
Parametr plášťového tření získaný popsaným postupem na základě kontrolních zkoušek,
s uvažováním rovnoměrného rozdělení napětí po délce kořene, je v textu označen jako
smluvní. Toto označení vychází ze skutečnosti, že při kontrolních zkouškách není dosaženo
mezního stavu únosnosti porušením soudržnosti mezi tělesem kořene a okolním zemním
prostředím. Právě k návrhu únosnosti prvku v tomto mezním stavu se vypočtený parametr
plášťového tření používá.
Ze čtyř analyzovaných souborů byly získány čtyři hodnoty plášťového tření τ. Hodnoty
získané se souborů A, B a D se mezi sebou liší o max. 14 kPa. Z analyzovaných dat tak
vybočuje soubor C, jehož směrodatná odchylka je oproti ostatním třem řádově vyšší.
6. Závěr
Simulační metodou LHS mean byl na základě dat naměřených v rámci provádění kontrolních
zkoušek zemních kotev stanoven parametr smluvního plášťové tření τ pro zemní prostředí
tuhých jílů. Tento parametr je využitelný pro budoucí návrh únosnosti kořene kotev
v obdobném materiálu pomocí metodiky, která jej využívá jako vstup:
175
∗ ∗
(19)
∗
Předkládaný příspěvek prezentuje dílčí závěry disertační práce autora. Informace o rozdělení
pravděpodobnosti plášťového tření budou po rozšíření o data z dalších zkoušek dále využity
jako vstup pro plně pravděpodobnostní návrh únosnosti zemních kotev a spolehlivostní
výpočty.
Poděkování
Prezentované výsledky byly získány za podpory programu FR-TI4/329 Ministerstva průmyslu
a obchodu (MPO) Výzkum a Vývoj – tvorba aplikačního systému pro návrh a posouzení
zemních a horninových kotev včetně vývoje monitorovacích prvků a specifického výzkumu
VUT v Brně FAST-J-13-2051 - Stanovení únosnosti zemních kotev kombinací statistických
metod a matematického modelování.
Literatura
1. ČSN EN 1990. Eurokód: Zásady navrhování konstrukcí. Praha: Český normalizační institut
ČNI, 2004.
2. ČSN EN 1537. Provádění speciálních geotechnických prací - Injektované horninové kotvy.
Praha: Český normalizační institut ČNI, 2001.
3. ČSN EN 1997-1. Eurokód 7: Navrhování geotechnických konstrukcí - Část 1: Obecná
pravidla. Praha: Český normalizační institut ČNI, 2006.
4. D'AGOSTINO, Ralph B a Michael A STEPHENS. Goodness-of-fit techniques. New York: M.
Dekker, c1986, xviii, 560 p. Statistics, textbooks and monographs, v. 68. ISBN 08-247-74876.
5. NOVÁK, D., R. RUSINA a M. VOŘECHOVSKÝ. FReET Program Documentation:
Revision 10/2012, FReET version 1.5 - Part 2 FReET M / A User Manual. Brno: Cervenka
Consulting, 2012, 23 s.
6. NOVÁK, D., M. VOŘECHOVSKÝ a R. RUSINA. FReET Program Documentation:
Revision 10/2012, FReET version 1.5 - Part 1 FReET Theory Manual. Brno: Cervenka
Consulting, 2012, 52 s.
7. MIČA, Lumír. Numerická analýza pažení stavebních jam. Vyd. 1. Brno: Akademické
nakladatelství CERM, 2011, x, 142 s. ISBN 978-80-7204-773-4.
8. LIKEŠ, Jiří a J. MACHEK. Počet pravděpodobnosti. Praha: SNTL, 1981.
9. VOŘECHOVSKÝ, M., L. MIČA a J. BOŠTÍK. Posouzení únosnosti plošného základu: část 2
Ověření spolehlivosti návrhu plně pravděpodobnostní metodou. Stavební obzor. 2012, č. 2, s.
40-45.
10. MASOPUST, Jan. Rizika prací speciálního zakládání staveb. 1. vyd. Praha: Pro Asociaci
dodavatelů speciálního zakládání staveb a Českou komoru autorizovaných inženýrů a techniků
činných ve výstavbě vydalo Informační centrum ČKAIT, 2011, 116 s. Technická knižnice
(ČKAIT). ISBN 978-80-87438-10-7.
11. SADÍLEK, V., J. DOLEŽAL a M. VOŘECHOVSKÝ. Řešené úlohy z oblasti spolehlivosti
stavebních konstrukcí [intranet]. Brno: Vysoké učení technické v Brně, Fakulta stavební,
2011, 16. března 2011 [cit. 2013-11-26].
12. ŠTEFAŇÁK, Jan. Statistical analysis of data from acceptance tests of ground anchors. In:
Young scientist 2013: Proceedings of Annotations [CD]. Herlány: Technical University of
Košice, Faculty of Civil Engineeging, 2013. ISBN 978-80-553-1305-4.
176
NUMERICKÁ ANALÝZA DEFORMÁCIÍ POPOLOVÉHO ODKALISKA POMOCOU
METÓDY KONEČNÝCH PRVKOV
NUMERICAL ANALYSIS OF DEFORMATIONS OF ASH IMPOUNDMENT USING FINITE
ELEMENT METHOD
Lenka Zlatinská1
Peter Pollák2
ABSTRAKT
Príspevok bol zameraný na numerickú simuláciu zmeny deformačno-napätostného stavu v
telese odkaliska vplyvom priťaženia stabilizačnou vrstvou s využitím výsledkov súboru
triaxiálnych skúšok popolov, t.j. aplikáciou hyperbolického konštitučného modelu.
Výsledkom bolo porovnanie deformácií z numerických výpočtov na báze metódy konečných
prvkov (ďalej MKP) s reálnymi geodeticky nameranými hodnotami zvislých a vodorovných
posunov na odkalisku.
ABSTRACT
Contribution was focused on numerical simulations of deformation-stress state changes in the
body of impoundment influenced by stabilizing layer load with using triaxial test results of
ashes, i.e. application of hyperbolic constitutive model. The result was the comparison the
distortions of numerical calculations based on finite element method (FEM) with real
geodetically measured values of vertical and horizontal displacements at the impoundment.
1. Úvod
Hlavným cieľom tohto príspevku bola konfrontácia medzi deformáciami vypočítanými
pomocou MKP a reálne nameranými deformáciami na odkalisku. Pozornosť bola venovaná
nelineárnemu materiálovému modelu (hyperbolický model), ktorý bol aplikovaný na vrstvu
popolového sedimentu odkaliska. Nelineárne výpočty žiadajú kvalitné vstupné dáta, ktoré
opisujú vzťah medzi napätím a pretvorením. Hyperbolický materiálový model vyžaduje
vstupy stanovené zo súboru triaxiálnych skúšok.
2. Technický opis modelu odkaliska
Predmetom analýzy deformácií je Dočasné odkalisko SE a.s., ENO, závod Zemianske
Kostoľany. Ide o bočný typ odkaliska. Teleso odkaliska je tvorené popolovým sedimentom,
na ktorý sa po ukončení plavenia popola postupne ukladá inertný odpad - stabilizát. Popolový
sediment je tvorený náhodne sa striedajúcimi vrstvami jemnozrnných a hrubozrnných
popolov. V súčasnosti sa na odkalisku nachádza približne 9 m inertného odpadu – stabilizátu.
Účinky vody boli v prípade odkaliska zanedbané - hladina vody je výrazne poklesnutá, čo
bolo hlavným dôvodom výberu Dočasného odkaliska pre analýzu deformácií. Na popolovom
odkalisku sú od začiatku navážania inertného odpadu - stabilizátu pravidelne realizované
1
Ing. Lenka Zlatinská, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU v Bratislave, Radlinského 11, 813 68
2
Ing. Peter Pollák, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU v Bratislave, Radlinského 11, 813 68 Bratislava,
tel.: 02/59274283, e-mail: [email protected]
177
etapové merania zvislých a vodorovných posunov v pozorovacích združených bodoch (PZB)
[3]. Analyzovaný bol profil odkaliska - PF-45, ktorého schematický náčrt sa nachádza na
obr.1.
Obr. 1 Schematický náčrt profilu - PF-45
Fig. 1 Schematic sketch of profile - PF-45
3. Vstupy do výpočtu deformácií odkaliska pomocou numerického modelu
3.1 Nelineárne pružný materiálový model
Pracovný diagram získaný z triaxiálnej skúšky popolov možno približne aproximovať
krivkou v tvare hyperboly (Duncan-Chang, 1970). Ilustrácia priebehu triaxiálnej skúšky
a jeho nahradenie hyperbolickým materiálovým modelom sú zobrazené na obr.2A.
Transformácia hyperboly do priamky v pomernom súradnicovom systéme x=e1,
y=ε1/(σ1-σ3) a význam konštánt rovnice a,b sa nachádzajú na obr.2B.
A.
B.
(s1-s3)max – asymptota hyperboly
(s1-s3)f – deviátor pri porušení vzorky
a,b – konštanty určujúce rovnicu hyperboly
e1 – pomerné osové pretvorenie vzorky
Ei – počiatočný deformačný modul [MPa]
Obr. 2 A. Hyperbolická aproximácia triaxiálnej skúšky; B. Transformácia hyperboly do
pomerného súradnicového systému, fyzikálny význam konštánt a,b
Fig. 2 A. Hyperbolic approximation of triaxial test; B. Hyperbola transformation to the
relative coordinate system, the importance of physical constants a, b
S meniacim sa stavom napätosti sa mení modul deformácie Edef. Edef sa zväčšuje
s rastúcou intenzitou tlakového namáhania a zmenšuje sa s intenzitou šmykového namáhania.
Pre tlakové a šmykové napätia, známe z triaxiálnych skúšok popolov, sa dajú za predpokladu
178
nelineárne pružného hyperbolického modelu určiť hodnoty modulov deformácie Edef
(podľa vzťahu 1).
 R . 1  sin   .( 1   3 ) 
 3 
 1  f
 .K . pa . 
 pa 
 (2.c.cos    3 .sin  ) 
2
Edef
n
[1]
 Edef [MPa] - je výsledný modul deformácie pri danom stave napätosti
 Rf [-] - je pomer deviátora pri porušení vzorky k maximálnemu deviátoru predstavujúcemu asymptotu
hyperboly: Rf = (s1-s3)f / (s1-s3)max
 pa [kPa] - je atmosferický tlak
 K,n [-] - sú pseudoelastické konštanty geomateriálu získané z výsledkov triaxiálnych skúšok [2]
 f [°] - je uhol vnútorného trenia geomateriálu
 c [kPa] - je súdržnosť geomateriálu
 (s1 - s3) [kPa] - je deviátor napätí
 s3 [kPa] - je komorový tlak
Na určenie parametrov K, n je potrebné vykonať súbor triaxiálnych skúšok na viacerých
vzorkách skúmanej zeminy pri rôznych komorových tlakoch s3 [kPa]. Vzťah 2 vyjadruje
závislosť počiatočného deformačného modulu Ei od veľkosti komorového tlaku. Laboratórne
zistenými hodnotami počiatočných modulov pri rôznych komorových tlakoch sa preloží
priamka, ktorá svojou polohou a sklonom určuje hľadané parametre materiálu K a n - obr. 3.
 
Ei  K . pa .  3 
 pa 
n
[2]
Obr. 3 Závislosť medzi komorovým tlakom s3 a počiatočným deformačným modulom Ei [1]
Fig. 3 Dependence between s3 pressure and initial deformation modulus Ei [1]
3.2 Okrajové podmienky výpočtového modelu
V tabuľke 1 sa nachádzajú geotechnické charakteristiky materiálov odkaliska a zemín
nachádzajúcich sa v jeho podloží. Parametre K, n, Rf sú získané z výsledkov
experimentálneho výskumu v lit. [2].
Pri riešení deformačno-napätostných úloh v geotechnike s využitím numerického
modelovania je veľmi dôležité rozumne si stanoviť hranice riešeného problému. V miestach,
kde už od vplyvu priťaženia nedochádza k významným zmenám napätosti je potrebné
zamedziť vo výpočtovom modeli pretváraniu podložia. Stav napätosti v ľubovoľnom bode
podložia pod zaťažením možno určiť približne pomocou analytických riešení pružného
179
polpriestoru. Z dôvodu, že v numerickom modeli nie je zahrnutá schopnosť podložia odolávať
zvislým napätiam od priťaženia (tzv. štruktúrna pevnosť), je potrebné určiť hranicu aktívnej
zóny (hranica, kde sa predpokladajú napätia od priťaženia rovné štruktúrnej pevnosti
podložia). V prípade riešeného popolového odkaliska bola na základe štruktúrnej pevnosti
určená hĺbka podoprenia – v úrovni 50 m v podloží pod popolovým sedimentom (obr. 1).
Tabuľka 1 Geotechnické charakteristiky materiálov odkaliska
Table 1 Geotechnical characteristics of materials of impoundment
gn [kN/m3] gsat[kN/m3] ϕ [°] c [kPa] Edef [MPa]
ν[-]
K [-]
n [-]
Rf [-]
konštitučný model
G3 - G-F
19.00
19.00
33.00
0.00
90.00
0.25
Mohr Coulomb
F6 - CL
20.40
21.00
26.30
18.40
12.00
0.40
Mohr Coulomb
popol jemnozrnný
13.00
14.00
33.50
10.00
iterovaný
0.31
182
0.5317
0.666
hyperbolický
popol hrubozrnný
14.00
15.00
38.50
0.00
iterovaný
0.27
440
0.3057
0.815
hyperbolický
stabilizát
15.00
16.00
34.00
0.00
9.00
0.20
Mohr Coulomb
4. Porovnanie výsledkov deformácií z numerického výpočtu s nameranými hodnotami
Na vybranom profile odkaliska bol realizovaný výpočet pomocou numerického modelu
v softvéri Midas GTS, zvlášť s charakteristikami jemnozrnných, resp. hrubozrnných popolov.
Z výsledkov bola v miestach sledovaných pozorovacích bodov (PZB 25, PZB 24, PZB 23)
vyjadrená priemerná hodnota, ktorá bola porovnaná s reálnymi meraniami – tabuľka 2.
Priebeh vodorovných a zvislých deformácií telesa odkaliska s uvažovaním
jemnozrnných popolov sa nachádza na obr. 4 a na obr. 5.
Obr. 4 Priebeh vodorovných deformácií
Fig. 4 Horizontal deformations
Obr. 5 Priebeh zvislých deformácií
Fig. 5 Vertical deformations
180
Tabuľka 2 Porovnanie deformácií z numerického výpočtu a reálneho merania
Table 2 Comparison of deformations from numerical computation and real measurement
Rovinný model v MKP
jemnozrnný popol
hrubozrnný popol
priemer
Namerané hodnoty zvislých a
vodorovných posunov [3]
deformácia
x (m)
y (m)
x (m)
y (m)
x (m)
y (m)
vodorovná (m) - x zvislá (m) - y
PZB 25
-0.03020 -0.00010 -0.00779 -0.00528 -0.0190 -0.0027
-0.010
-0.0682
PZB 24
-0.01698
0.00166
-0.00951
0.00075
-0.0132
0.0012
-0.009
-0.0316
PZB 23
-0.00859
0.00105
-0.00640
0.00068
-0.0073
0.0008
-0.007
-0.0191
Z porovnania výsledkov rovinného modelu s reálnymi meraniami na odkalisku je
zrejmé, že výsledné zvislé deformácie smerovo nekorešpondujú. Táto odchýlka môže byť
spôsobená viacerými faktormi:
 nevýhodne umiestnené meracie body – popol je modelovaný ako spojité kontinuum a
pod zaťažením stabilizátom sa pri päte násypu stabilizátu vytláča (dvíha), čo
spôsobuje kladné posuny v mieste pozorovacích združených bodov
 spojitosť deformácie pri MKP výpočte – v skutočnosti sa popolový sediment v telese
odkaliska pod vplyvom zaťaženia môže správať pri povrchu nespojito – partikulárna
látka
 nedostatočné informácie o kvalite podložia (štruktúrna pevnosť a deformačné
parametre) v celom rozsahu deformačnej zóny.
5. Záver
Z porovnania vypočítaných výsledkov a geodeticky nameraných posunov v troch
sledovaných bodoch možno konštatovať, že vodorovné deformácie sa dajú považovať za
prijateľné. Nezrovnalosť však nastala v smere zvislých deformácií. Toto zistenie je
pravdepodobne spôsobené vlastnosťou výpočtovej metódy (MKP), ktorá využíva podmienku
spojitosti deformácie v uzloch elementov, pričom v skutočnosti majú popolové sedimenty
skôr charakter partikulárnej (nespojitej) hmoty. Podobný problém možno sledovať pri
numerickej analýze deformácií násypových telies v mieste ich päty. Tento nedostatok
numerického modelu možno odstrániť zavedením vhodného konštitučného materiálového
modelu, ktorý by vystihoval porušenie väzieb (nespojitosť) medzi jednotlivými elementmi
popola. Táto myšlienka naznačuje ďalší smer vývoja riešenej problematiky.
Literatúra
[1] MENZELOVÁ, O. 1979. Triaxiálne skúšky zemín. 1. vyd. Bratislava, Výskumný ústav
inžinierskych stavieb, 1979, 103 s.
[2] SLÁVIK I. 1997. Geotechnické problémy hydraulických skládok zrnitých odpadov.
Dizertačná práca doktorandského štúdia, Bratislava, Stavebná fakulta STU 1997, 173 s.
[3] GARDIAN, J., MOKRÁ, M. 2013. Meranie deformácií jestvujúceho hrádzového systému
odkaliska. GEOing spoločnosť s.r.o. – geodetická spoločnosť, Prievidza
181

nové poznatky v geotechnickom inžinierstve

Transkript

Podobné dokumenty

TÉMA: ELEKTROTECHNIKA / UMĚLÁ INTELIGENCE

Spravodajca SAIG 48/2014

Metodický průvodce návrhem a realizací vozovek nízkokapacitních

FAST-2008-8-1-375-fuka - DSpace VŠB-TUO

Zde - čkait