__MAIN_TEXT__
feature-image

Page 1

12 E J A A R G A N G NUMMER 3 JULI 2008

Nieuwe veiligheidsfactoren voor dijken in de Leidraad Rivieren Heivermoeiing van paalfunderingen bij offshore windpark Egmond aan Zee  De nieuwe lithostratigrafische indeling van afzettingen in de ondergrond van Nederland

GeoInternational Processes around a TBM

Analysing the analysis of the Malpasset arch dam failure of 1959

inclusief

GEO kunst

pag. 63 – 71


Onderscheidende inhoud

Hoogstaand drukwerk

Smaakvolle vormgeving

Perfecte distributie

Uw relaties zijn het waard Uw relaties zijn de basis voor uw succes. Dat mogen ze best weten. Geef blijk van uw waardering met een uitgave op niveau. Perfect drukwerk dat de ontvanger het gevoel van een cadeau geeft... Dat bereikt een e-mailing of website nooit. Educom realiseert al meer dan 20 jaar toonaangevende publicaties. Van basis-concept, inhoud en ontwerp, tot en met distributie (incl. sealen, postale- en abonneeservice). U heeft al een uitgave, of voelt er wel voor? Neem contact op voor een gesprek over hoe onze expertise u van dienst kan zijn.

Uitgeverij Educom BV

www.uitgeverijeducom.nl

Mathenesserlaan 347 Rotterdam T 010 - 425 6544 info@uitgeverijeducom.nl


Van de redactieraad Colofon Geotechniek is een informatief/promotioneel onafhankelijk vaktijdschrift dat beoogt kennis en ervaring uit te wisselen, inzicht te bevorderen en belangstelling voor het gehele geotechnische vakgebied te kweken. Geotechniek, jaargang 12 Nummer 3 – juli 2008 Uitgave Uitgeverij Educom BV Mathenesserlaan 347 3023 GB Rotterdam Tel. 010 - 425 6544 Fax 010 - 425 7225 E-mail info@uitgeverijeducom.nl www.uitgeverijeducom.nl Uitgever/bladmanager R.P.H. Diederiks Redactieraad Alboom, ir. G. van Barends, prof. dr. ir. F.B.J. Brinkgreve, dr. ir. R.B.J. Brok, ing. C.A.J.M. Brouwer, ir. J.W.R. Calster, ir. P. van Dalen, ir. J.H. van Deen, dr. J.K. van Diederiks, R.P.H. Eijgenraam, ir. A.A. Graaf, ing. H.C. van de Heeres, dr. ir. O.M. Jonker, ing. A. Kant, ing. M. de

Redactie Brouwer, ir. J.W.R. Diederiks, R.P.H. Heeres, dr. ir. O.M.

Kooistra, mw. ir. A Korff, mw. ir. M. Lange, drs. G. de Mathijssen, ir. F.A.J.M. Schippers, ing. R.J. Schouten, ir. C.P. Seters, ir. A.J. van Smienk, ing. E. Stam, ir. J.L. Thooft, dr. ir. K. Tigchelaar, ir. J. Veenstra, ing. R. Vos, mw. ir. M. de Wibbens, G.

Kant, ing. M. de Korff, mw. ir. M. Thooft, dr. ir. K.

Lezersservice Adresmutaties doorgeven via ons e-mailadres: info@uitgeverijeducom.nl

Voor u ligt het julinummer van Geotechniek, met een interessante mix aan artikelen. Dit moet ook. Iedereen die ‘iets’ heeft met de Geotechniek, moet in dit blad iets van zijn of haar gading kunnen vinden.

een waardevolle toevoeging is. En last but not least, wij worden in het buitenland veel geroemd vanwege onze goede talenkennis. Daarom zijn wij vol vertrouwen dat een Engelstalig katern geen probleem is.

Dit nummer bevat de eerste aflevering van het fonkelnieuwe katern GeoInternational. Daarnaast is de rubriek GeoForum toegevoegd.

Specials

GeoForum Een bruisende en inspirerende uitwisseling van ideeën is een kenmerk van vitaliteit. De rubriek GeoForum wil dit faciliteren. Als eerste heeft Ronald Brinkgreve (Plaxis BV) de pen gevat en een visie neergezet over parameters voor materiaalmodellen. Lees het en vind er iets van! Reacties kunnen worden gemaild naar: reactiegeotechniek@geonet.nl. Misschien denkt u ‘ik heb niet zo veel met parameters voor materiaalmodellen’? Dan dagen wij u uit om uw mening neer te zetten over dat ene geotechnische onderwerp dat ú belangrijk vindt. Of dit nu een theoretisch onderwerp is (zoals in deze eerste GeoForum) of een praktisch onderwerp, klim ook in de pen!

Ook verder is het blad volop in ontwikkeling. Zo is de redactie al weer volop bezig met voorbereidingen voor de specials die later dit jaar zullen uitkomen. In het volgende nummer leest u hier meer over!

Samenstelling redactie Wegens zijn overvolle agenda heeft Peter van den Berg (Deltares) aangegeven terug te treden als redactielid. De redactie is Peter dankbaar voor zijn inzet en inbreng, en wenst hem veel goeds. De inbreng van Deltares in de redactie wordt voortgezet door Mandy Korff. Tot slot rest ons niets dan u veel leesplezier te wensen met dit nummer. Met vriendelijke groeten, Dr. ir. O.M. Heeres Voorzitter van de redactieraad

Nieuw: GeoInternational Vers van de pers en fonkelnieuw is het katern GeoInternational. De doelstelling is meervoudig:  Bijdragen aan de internationale zichtbaarheid van de Geotechniek in het Nederlandse taalgebied.  Faciliteren van internationale uitwisseling van vakkennis en ervaring.

R.P.H. Diederiks Uitgever

Vakkennis en ervaring moeten zo breed mogelijk worden gedeeld. Zo draagt GeoInternational er ook aan bij dat bijdragen aan Engelstalige congressen en vaktijdschriften eenvoudiger beschikbaar komen voor het gehéle Nederlandse en Vlaamse geotechnische werkveld. In de redactie zijn de voors en de tegens van het opnemen van een Engelstalig katern zorgvuldig afgewogen. Uiteindelijk zijn we tot het oordeel gekomen dat de vorm die we nu gekozen hebben,

© Copyrights Uitgeverij Educom BV - juli 2008 Niets uit deze uitgave mag worden geproduceerd door middel van boekdruk, foto-offset, fotokopie, microfilm of welke andere methode dan ook, zonder schriftelijke toestemming van de uitgever. © ISSN 1386 - 2758

GEOtechniek – juli 2008

1


Geotechniek is een uitgave van

Uitgeverij Educom BV Mathenesserlaan 347 3023 GB Rotterdam Tel. 010 - 425 65 44

Hoofdsponsor-----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

Postbus 572, 2600 AN Delft Tel. 015 - 251 77 20 Fax 015 - 257 31 07 www.plaxis.nl

Sub-sponsors-------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

Kleidijk 35 3161 EK Rhoon Tel. 010 - 503 02 00 www.mosgeo.com

Galvanistraat 15 3029 AD Rotterdam Tel. 010 - 489 69 22 www.gw.rotterdam.nl

Rijksstraatweg 22F 2171 AL Sassenheim Tel. 071 - 301 92 51 www.geo-explorer.nl

Son: 0499 - 47 17 92 Sliedrecht: 0184 - 61 80 10 Hoofddorp: 023 - 565 58 78 www.inpijn-blokpoel.com

Klipperweg 14 6222 PC Maastricht Tel. 043 - 352 76 09 www.huesker.com

Gemeenschappenlaan 100 B-1200 Brussel Tel. 0032 2 402 62 11 www.besix.be

Vlasweg 9 4782 PW Moerdijk Tel. 0168 - 38 58 85 www.arcelorprojects.com

IJzerweg 4 8445 PK Heerenveen Tel. 0513 - 63 13 55 www.apvdberg.nl

4

GEOtechniek – juli 2008

Mede-ondersteuners-------------------------Plaxis BV

Stieltjesweg 2 2628 CK Delft Tel. 015 - 269 35 00 www.deltares.nl

Veurse Achterweg 10 2264 SG Leidschendam Tel. 070 - 311 13 33 www.fugro.com

Postbus 25296 3001 HG Rotterdam E-mail: info@uitgeverijeducom.nl www.uitgeverijeducom.nl

De Holle Bilt 22 3732 HM De Bilt Tel. 030 - 220 78 02 Fax 030 - 220 50 84 www.grontmij.nl

INFRA Consult + Engineering ingenieursbureau van Ballast Nedam Postbus 1555 3430 BN Nieuwegein Tel. 030 - 285 40 00 www.icpluse.nl

Korenmolenlaan 2 3447 GG Woerden Tel. 0348 - 43 52 54 www.vwsgeotechniek.nl

Geomet BV Postbus 670, 2400 AR Alphen aan den Rijn Tel. 0172 - 44 98 22 Fax 0172 - 44 98 23 www.geomet.nl

Arcadis Infra BV Postbus 220, 3800 AE Amersfoort Tel. 033 - 477 1000 Fax 033 - 477 2000 www.arcadis.nl

CRUX Engineering BV Asterweg 20 L1 + L2 1031 HN Amsterdam Tel. 020 - 494 3070 Fax 020 - 494 3071

www.cruxbv.nl

IFCO Funderingsexpertise BV Limaweg 17, 2743 CB Waddinxveen Tel. 0182 - 646 646 E-mail: info@ifco.nl Witte Vlinderweg 11, 1521 PS Wormerveer Tel. 075 - 647 6300 www.ifco.nl

Jetmix BV Zuidoostbeemster Tel. 0299 - 433 316 Almelo: 0546 - 532 074 Oirschot: 0499 - 578 520 www.lankelma.nl

Dywidag Systems International Industrieweg 25 B-3190 Boortmeerbeek Tel. +32 16 60 77 60 Veilingweg 2 NL-5301 KM Zaltbommel Tel. +31 418 578922 www.dywidag-systems.com

Röntgenweg 22 2408 AB Alphen a/d Rijn Tel. 0172 - 427 800 Fax 0172 - 427 801 www.geomil.nl

Postbus 1025 3600 BA Maarssen Tel. 030-248 6233 Fax 030-248 6666 E-mail info@teconsult.nl www.teconsult.nl

Oudsas 11, 4251 AW Werkendam Postbus 25, 4250 DA Werkendam Tel. 0183 - 50 56 66 Fax 0183 - 50 05 25 www.jetmix.nl

Vroom Funderingstechnieken B.V. Postbus 7, 1474 ZG Oosthuizen Tel. 0299 - 40 95 00 Fax 0299 - 40 95 55 www.vroom.nl

Arthe Civil & Structure BV Postbus 291, 3400 AG IJsselstein Tel. 030 - 638 4554 Fax 030 - 638 0452 www.arthecs.nl

Boskalis bv Natte en droge infrastructuur ’s-Gravenweg 399-405, 3065 SB Rotterdam Postbus 4234, 3006 AE Rotterdam Tel. 010 - 28 88 777 Fax 010 - 28 88 766 www. boskalis.nl

Baggermaatschappij Boskalis BV Rosmolenweg 20 3356 LK Papendrecht Tel. 078 - 696 9011 Fax 078 - 696 9555

www.boskalis.nl

SBR Postbus 1819, 3000 BV Rotterdam Kruisplein 25Q, 3014 DB Rotterdam Tel. 010-206 5959 Fax 010-413 0175 www.sbr.nl


inhoud Geotechniek 1 6 13 15 16 18 21 24 27 28

Van de Redactieraad / Colofon Actueel Agenda Plaxis-Info KIVI NIRIA rubriek Afstudeerders SBR Info Technische commissies GeoForum Ingezonden

30

Nieuwe veiligheidsfactoren voor dijken in de Leidraad Rivieren Sander Kapinga / Ed Calle / Martin van der Meer

36

Heivermoeiing van paalfunderingen bij offshore windpark Egmond aan Zee A. Kooistra / J. Oudhof / M.W. Kempers

42

De nieuwe lithostratigrafische indeling van afzettingen in de ondergrond van Nederland Henk Weerts / Ger de Lange / Jeroen Schokker / Wim Westerhoff

47

GeoInternational

48

Processes around a TBM A. Bezuijen / A.M. Talmon

58

Analysing the analysis of the Malpasset arch dam failure of 1959 Michiel Maurenbrecher

63

Geokunst

65

Van de redactie

66

Op weg naar een Nederlandse ontwerprichtlijn voor paalmatrassen 1 – Verslag van een casestudie ir. Suzanne van Eekelen / ir. Hein Jansen Distributie van Geotechniek in België wordt mede mogelijk gemaakt door: ABEF vzw Belgische Vereniging Aannemers Funderingswerken Priester Cuypersstraat 3, 1040 Brussel Secretariaat: erwin.dupont@telenet.be

GEOtechniek – juli 2008

5


actueel  Drie miljoen voor meisjes  en techniek Minister Plasterk (OCW) wil meer meisjes stimuleren om te kiezen voor een studie in techniek of ICT. Hij trekt daarvoor de komende jaren 3 miljoen euro extra uit. Minister Plasterk wil daarmee het tekort aan bètatechnici verminderen en de seksescheiding in beroepen doorbreken. In het voortgezet onderwijs kiezen nog steeds veel minder meisjes dan jongens voor bètaprofielen. In het mbo kiest nog geen 15% van de meisjes voor een technische opleiding, tegenover bijna 50% van de jongens.

Onder redactie van R.P.H. Diederiks / O.M. Heeres

China aan de Bohai zee. ‘Caofeidian moet het voorbeeld worden van een ecologische kuststad voor China en de rest van de wereld’, licht Dick Kevelam, adviseur Kustontwikkeling van DHV toe. Door de ligging aan de kust in zoutwatergebied en de beperkte neerslag in het noorden van China is weinig zoet water beschikbaar voor de toekomstige bewoners. ‘In dit project is het een uitdaging om zo duurzaam mogelijk zoet water op te vangen en te hergebruiken’, aldus Kevelam. ‘Er wordt veel over ‘sustainable urban planning’ in ons vakgebied gepraat, en DHV beschikt over de expertise om dit concreet te maken in uitdagende projecten.’

Verdeling 1 miljoen euro gaat naar de havo- en vwoscholen. Ongeveer honderd extra scholen krijgen tot en met 2011 ondersteuning bij specifieke keuzevoorlichting aan meisjes. Vrouwen die al werken in technische beroepen, worden ingezet als rolmodel. 2 miljoen euro is bestemd voor het mbo. De regionale opleidingscentra (ROC's) ontwikkelen samen met de vmbo-scholen in een regio een actieplan om meer meisjes aan te trekken en te behouden in technische opleidingen. Bron: regering.nl

 DHV gaat eco-kuststad  in China ontwikkelen Advies- en ingenieursbureau DHV is op basis van een internationale competitie naast het Chinese planningsinstituut Qinghua en het Engelse bureau Arup geselecteerd voor een prestigieus kust- en stadsontwikkelingsproject in China. De te bouwen kuststad (artist impression rechts) beslaat een gebied van 150 km2 en moet ruimte bieden aan 1 miljoen inwoners. DHV heeft de opdracht gewonnen door in haar concept een eilanden- en lagunestructuur op het gebied toe te passen, te vergelijken met de Waddenzee. Hierdoor wordt op duurzame wijze zoet grondwater gekweekt voor stedelijk groen. De internationale jury, bestaande uit experts uit Italië, Zweden en China, prees het ontwerp omdat het kustontwikkeling, energie, water en transport combineert in een attractief stadsontwerp. De nieuwe kuststad wordt gebouwd in Caofeidian, een industriële zone in Noord-

6

GEOtechniek – juli 2008

De buitenste eilanden aan de kust vormen bij hoog water een zeewering die de achterliggende lagune tegen overstromen beschermt. De stad wordt gebouwd op eilanden in de lagune. Deze worden met zand uit de lagune een aantal meters boven het zoute water aangelegd. Door het laguneontwerp wordt een deel van de oorspronkelijke waddenkust in dit gebied hersteld en de nog bestaande gebieden ontzien.

Natuurlijke dynamiek ‘We maken nu geen land in zee, maar brengen het water gecontroleerd terug in het land waardoor er weer een natuurlijke dynamiek ontstaat’, aldus Kevelam. Om de Nederlandse kennis zo goed mogelijk in China toe te passen werkt DHV in het project nauw samen met haar collega's uit Shanghai. Begin volgend jaar wordt gestart met de bouw van de stad naast een industriehaven ter grootte

van het Rotterdamse havengebied. De haven is momenteel gedeeltelijk operationeel en wordt in hoog tempo verder ontwikkeld. De Caofeidian New Coastal City is het tweede grote kustproject dat DHV recent voor China heeft ontworpen. Eerder werden de Chinezen enthousiast over ‘Delta Diamonds', een polderlandaanwinningproject van 75 vierkante kilometer ten behoeve van stedelijke, economische en ecologische ontwikkeling van Tianjin, de belangrijkste invoerhaven van China. Dit project is in uitvoering. bron: DHV

 Eemshaven uitgebreid  met Beatrixhaven Koningin Beatrix heeft de uitbreiding van de Eemshaven geopend, de naar haar genoemde Beatrixhaven. De nieuwe voorziening is geschikt voor de shortseavaart, de vroegere Europese kustvaart. Zeeschepen kunnen er snel hun lading kwijt om vervolgens door te varen naar Noord-Europa. De Beatrixhaven ligt in het hart van de Eemshaven en is gerealiseerd met als doel nieuwe logistieke klanten aan te trekken uit de shortseasector. Vooral de doorstroom van goederen richting Noordwest-Europa wordt door de Beatrixhaven bevorderd. Bovendien past deze ontwikkeling in de campagne ‘Motorways of the Sea’ van de Europese Unie, dat als doel heeft de druk op de Europese wegen te verlichten door


actueel in te zetten op zeetransport. De haven bevordert de doorstroom van grote naar kleinere havens, vooral richting de Baltische Staten. Daarnaast zal rederij AG Ems vanuit deze haven haar afvaarten richting de Duitse eilanden verzorgen. De Eemshaven werd in de jaren zeventig gebouwd en was vooral bedoeld als chemiehaven. Maar na de oliecrisis stagneerde de ontwikkeling van de haven decennialang. De laatste jaren heeft de haven de wind stevig in de zeilen. Dat is vooral te danken aan de energiesector. De komende jaren komen er twee elektriciteitscentrales. Bron: ANP

 In Memoriam  Ralph B. Peck (1912-2008) Op 18 februari 2008 is Ralph B. Peck overleden. Peck werd op 23 juni 1912 geboren in Winnipeg, Canada, studeerde af als Civiel Ingenieur in 1934, en behaalde zijn Doctorsgraad in 1937 aan het Rensselaer Polytechnic Institute in Troy, New York. Peck werkte vanaf het begin van zijn loopbaan veel samen met Karl Terzaghi. Na 1942 was hij werkzaam aan de University of Illinois, alwaar hij van 1948 tot 1974 Professor of Foundation Engineering was. Samen met Terzaghi schreef Peck in 1948 het belangrijke boek ‘Soil Mechanics in Engineering Practice’. Na zijn pensionering in 1974 bleef Peck actief als raadgevend ingenieur. Peck is betrokken geweest bij meer dan 1000 projecten, in 44 staten van de VS, en in 28 landen in 5 continenten. Hij was auteur van 250 technische publicaties, en was van 1969 tot 1973 president van de International Society of Soil Mechanics and Foundation Engineering. Peck ontving diverse onderscheidingen voor zijn werk. Bron: ISSMGE

 Nieuwe directeur  PLAXIS BV

 Dijk aan de  monitor

Na eerder dit jaar al een nieuw bedrijfspand te hebben betrokken in het Delftechpark in Delft heeft PLAXIS met ingang van 1 april jl. ook een nieuwe directeur in de persoon van Jan-Willem Koutstaal aangesteld. Daarmee is de basis gelegd voor verdere groei en professionalisering van de organisatie, haar producten en diensten.

Hele wereld kijkt naar het IJkdijkproject in Groningen. Een groot aantal bedrijven gaat samen met de stichting IJkdijk sensorensystemen en glasvezelkabels in een dijklichaam testen. (Foto hierboven) Hiermee kunnen vroegtijdig signalen worden afgelezen die duiden op verzwakkingen. De hele wereld kijkt mee als een 100 meter lange dijk deze zomer inzakt, terwijl hij volledig aan de monitor ligt. De stichting IJkdijk wordt gevormd door: Deltares, Stowa, idl, TNO en NOM.

Koutstaal heeft langjarige ervaring in diverse (internationale) managementfunkties die hij in zal zetten om de positie van PLAXIS als topspeler op het gebied van geavanceerde software voor geotechnische applicaties te verstevigen en uit te bouwen. ‘PLAXIS is een bedrijf met hoogwaardige kennis en dito producten dat, mede door verbintenissen met diverse nederlandse en buitenlandse kennisinstituten, in staat is een rol van wereldformaat te spelen. Voorwaar iets om trots op te zijn!’ aldus Koutstaal.

Bron: www.ijkdijk.nl

Meer informatie: PLAXIS BV, Tel. 015-251 7270 Frontierbuilding, Delftechpark 53, 2628 XJ Delft. www.plaxis.nl

 Nederland is een innovatie  rijker: Grond biologisch  verstevigen met afval Onderzoekers van de Technische Universiteit Delft en het kennisintituut Deltares zijn met het idee gekomen om zand in zandsteen om te zetten met behulp van afval. Met deze innovatie hebben de onderzoekers op 18 april jl. de B-Basic Leo Petrus Innovation Trophy gewonnen en hiermee 100.000 euro in de wacht gesleept voor verder onderzoek. Het idee werkt als volgt. Door het toevoegen van een bewerkte afvalstof in de grond vindt een biologische reactie plaats. Hierdoor worden losse zandkorrels ‘aan elkaar geplakt’ en wordt kalkzandsteen gevormd. Dit leidt tot een versteviging van de grond ter plekke,

GEOtechniek – juli 2008

7


actueel

zonder gebruik van graafmachines of cement. Het idee om zand in zandsteen om te zetten is onderdeel van het SmartSoils®-concept van Deltares, waarbij de grondeigenschappen (bijvoorbeeld de sterkte en de waterdoorlatendheid) naar eigen wens kunnen worden verbeterd.

Toepassingen Dit proces kan worden toegepast ter versterking van dijken, maar kan ook helpen bij het voorkomen van verzakkingen na aardbevingen. Andere toepassingen zijn het versterken van het zand onder wissels in het spoorwegnet, waardoor de hinder door spooronderhoud aanzienlijk wordt teruggebracht.

Innovation Trophy De Leo Petrus Innovation Trophy, vernoemd naar een Scientist bij Shell, is sinds 2006 ingesteld door het onderzoeksconsortium B-Basic met als doel om onderzoekers te stimuleren met baanbrekende, op toepassing in de industrie gerichte ideeën te komen. De inzending voor het prijswinnende voorstel is ingediend door samenwerkende onderzoekers van de afdeling biotechnologie van de TU Delft (ir. Léon van Paassen en prof. Mark van Loosdrecht) en Deltares (dr.ir. Wouter van der Star en ir. Waldo Molendijk). Het winnende idee was vorig jaar het produceren van biodiesel met algen.

 CURNET, CROW en Bouwend  Nederland verbinden  naam aan InfraTech InfraTech is trots te kunnen melden dat drie vooraanstaande marktpartijen zich voor meerdere edities als strategisch partner aan de nationale vakbeurs voor de infrastructuur zullen binden: CURNET, CROW en Bouwend Nederland. Deze organisaties spelen een proactieve rol in

8

GEOtechniek – juli 2008

de markt en bezitten een breed netwerk binnen de GWW-sector. Als strategisch partner zullen zij een actieve bijdrage leveren aan het randprogramma van InfraTech en vanuit hun expertise meedenken over de verdere ontwikkeling van de beurs. InfraTech 2009 vindt plaats van 13 t/m 16 januari 2009 in Ahoy Rotterdam.

 ’Dijk in duin’ maakt  Noordwijkse kust bestand  tegen zeespiegelstijging De kust van Noordwijk is de eerste zwakke schakel in de Nederlandse zeewering die voor de komende vijftig jaar weer op sterkte is. De badplaats heeft er over een lengte van 1100 meter circa vijftig meter duin bij gekregen. De versterking is nodig in verband met een verwachte stijging van de zeespiegel. De zeewering is nu bestand tegen een waterhoogte die gemiddeld eens in de tienduizend jaar voorkomt. (Foto boven.) In opdracht van het Hoogheemraadschap van Rijnland maakte Grontmij het definitief ontwerp voor de kustversterking en begeleidde de uitvoering. De versterking bestaat uit de

zogenaamde ‘Dijk in duin’ constructie aan gevuld met een verbreding van de duinenrij aan de zeewaartse zijde. Deze innovatieve oplossing zorgt ervoor dat het landschap niet wordt aangetast. De dijk is geïntegreerd in het duingebied. Op deze wijze behoudt Noordwijk haar schoonheid. ‘Als ingenieur ben ik er trots op dat we voor het Hoogheemraadschap van Rijnland met zo'n mooie, innovatieve oplossing dit toch vrij complexe probleem hebben kunnen oplossen’, aldus Jana Steenbergen-Kajabová, adviseur Kust & Rivieren van Grontmij in Nederland. De kustversterking Noordwijk is onderdeel van het project Kustvisie Zuid-Holland. Dit project heeft als doel om zes ‘zwakke schakels’ in de Zuid-Hollandse kust duurzaam te versterken en de ruimtelijke kwaliteit aldaar te verbeteren.

 Heitoezicht-vervolg In een vorig nummer van Geotechniek hebben we reeds melding gemaakt van een initiatief om te komen tot een CUR-Aanbeveling ‘Heitoezicht’. Inmiddels staat een nieuwe CURcommissie in de startblokken om deze Aanbeveling te ontwikkelen. De scope ervan is inmiddels wat meer geconcretiseerd: de Aanbeveling beslaat het gehele ‘terrein’ van toezicht op de uitvoering van funderingswerken op palen. De inhoudsopgave is op hoofdlijnen vastgesteld. De bedoeling is dat de Aanbeveling eind 2008/begin 2009 gereed is. Interesse om deel te nemen aan deze breed samengestelde commissie? Mail naar fred.jonker@curbouweninfra.nl


actueel

 CoP Geo-engineering In de jaren ’90 van de vorige eeuw bestond er een Algemene Onderzoek Commissie (AOC) Geotechniek. Deze commissie fungeerde als een soort geotechnisch kristallisatiepunt en was breed samengesteld uit geotechnische deskundigen vanuit rijks- en gemeentelijke opdrachtgevers, aannemers, kennisinstellingen en adviesbureaus. De commissie had tot doel om de geotechnische onderzoekagenda gezamenlijk vast te stellen en advies te geven aan de COPI’s (met name CROW, SBR en CUR) over geotechnische onderwerpen waarvan de AOC het nuttig vond daarvoor onderzoekcommissies in te stellen. Het was overigens ook een periode waarin veel kennis versnipperd beschikbaar was, geotechnische kennis die nog niet was vastgelegd in CROW- en CUR-handboeken en richtlijnen. In het begin van deze eeuw kwam er door een aantal oorzaken een einde aan het bestaan van de AOC. Ondertussen begon Delft Cluster zich te ontwikkelen en werd GeoForum opgericht, samen met KIVI NIRIA Geotechniek en GeoDelft. De doelstelling van GeoForum was/is echter een andere dan die van de AOC Geotechniek: GeoForum was/is er voornamelijk op gericht om de geotechniek ‘beter op de kaart te zetten’; om te bevorderen dat de geotechnische kennis en ervaring eerder in processen wordt benut. Het is dus duidelijk geen platform waar de kennisvragen worden verzameld, gezamenlijk besproken om te worden doorvertaald naar concrete onderzoeksvoorstellen. Wat bleef was de (latente) behoefte aan een centrale plek waar de geotechnische vragen en problemen bij elkaar komen om op basis daarvan een gezamenlijke vraagarticulatie te ontwikkelen en gezamenlijke plannen te maken voor onderzoek en ontwikkeling. Met de reorganisatie van RWS-Bouwdienst, de oprichting van Deltares en de lijnen die vanuit Rijkswaterstaat daar naar toe werden ontwikkeld, begon die wens aan een dergelijke centrale plek te groeien, de behoefte aan een CoP Geoengineering. Inmiddels wordt, samen met o.m. RWS-Bouwdienst en CROW gewerkt aan de ontwikkeling van deze CoP Geo-engineering. Wij houden u op de hoogte hoe het verder gaat.

 Ter nagedachtenis aan  Kees van Kooperen Op 16 oktober 2007 bereikte ons het droevige bericht dat grondmechanica coryfee Kees van Kooperen na een vrij kort ziekbed op 83 jarige leeftijd is overleden. Kees was na zijn HTS al snel in de grondmechanica wereld ingewijd en begon zijn loopbaan bij Bureau Grondmechanica Amsterdam, waar hij hoofd van de buitendienst werd. Aansluitend heeft Kees nog enkele jaren aan de TU Delft gestudeerd, waar hij in 1957 zijn propedeuse heeft gehaald. In de tijd van Amsterdam is Kees samen met de heer Ackermann nauw betrokken geweest bij de ontwikkeling van het welbekende Ackermann boorsysteem. Tekenend voor Kees onderhield hij al gauw nauwe contacten met het toenmalige Laboratorium voor Grondmechanica Delft (Deltares) en Grondmechanica Rotterdam. Zij waren in 1965 ook de oprichters van Vereniging Grondmechanica Nederland, die nog steeds zo bestaat als destijds opgericht. Na de periode bij Amsterdam heeft Kees zijn kennis en kunde bij Ballast Nedam ingezet, onder meer door de directie te voeren van Bachy Nederland (destijds ondergebracht bij Ballast Nedam). Bij Bachy heeft Kees het in de grond gevormde paalsysteem naar Nederland gebracht door dit toe te passen bij de nieuwbouw van het voormalige hoofdkantoor van Ballast Nedam aan de Laan van Kronenburg in Amstelveen. Dit systeem is aan de hand van een 100t proefbelasting met succes geïntroduceerd. In de beginperiode van de Oosterscheldewerken is Kees voorts betrokken geweest bij het toepassen van de Menárd pressiometerproeven die destijds ook werden uitgevoerd door Bachy. Medio 1973 werkte Kees aan de bouw van de eerste Schipholtunnel, dit was een proefproject waarbij 27 m lange geprefabriceerde diepwandelementen werden toegepast. Kees was voor Nederland ook een van de promotors voor het ondergronds boren. Hij is speciaal hiervoor in de beginjaren 80 met een Nederlandse delegatie naar Japan afgereisd. Na zijn periode bij Ballast Nedam is Kees overgestapt naar Geodelft (thans Deltares).

Wat betreft kennisoverdracht heeft Kees zich samen met de heren Van der Veen en Horvat verdienstelijk gemaakt door in 1981 het studieboek ‘Grondmechanica’ uit te brengen. In het onderwijs was Kees verder geen onbekende. Hij heeft ondermeer op het vakgebied grondmechanica en funderingstechniek les gegeven aan de HTS Alkmaar en HTS Amsterdam (Wiltzanghlaan) en is docent geweest aan de TU Delft en de VU Amsterdam. Naast de onderwijsactiviteiten had Kees ook zijn eigen adviesbureau voor voornamelijk specialistische geotechnische adviezen voor het ‘Amsterdamse’, waaronder de wolkenkrabbers van Amsterdam zoals de Rembrandt- en de Breitnertoren. Door zijn enthousiasme en positieve instelling kon Kees naast zijn omvangrijke gezin de energie opbrengen om functies als voorzitter van de lokale hockeyclub(s) en penningmeesterschap van de D66 op zich te nemen. Bovendien is Kees nog een tijd lang voorzitter van de Haarlemmermeer 1e lijn gezondheidszorg geweest. Ook binnen onze vereniging Grondmechanica Nederland is Kees altijd een enthousiaste promotor geweest voor het aantrekken van nieuwe leden en bedenker van bijzondere excursies en lezingen, waarbij zijn echtgenote Petra zich ook een aantal keren verdienstelijk heeft gemaakt. Ons medeleven gaat uit naar de nabestaanden van Kees, zijn echtgenote Petra, de kinderen en kleinkinderen. Namens Grondmechanica Nederland zeggen wij tegen hen dat ze trots mogen zijn op een gerespecteerde en markante echtgenoot, vader en opa. Het bestuur van Grondmechanica Nederland 

GEOtechniek – juli 2008

9


actueel

J. Haan TU Delft – O.M. Heeres TU Delft / Ingenieursbureau Gemeentewerken Rotterdam

Studiereis Geo-Engineering door De Ondergrondse

Figuur 1 De deelnemers aan de studiereis.

Van 4 tot 11 april 2008 heeft een studiereis plaatsgevonden naar Istanbul in Turkije, georganiseerd door De Ondergrondse, het dispuut Geo-Engineering van de TU Delft. Aan deze studiereis werd deelgenomen door 28 studenten en 2 stafleden van de sectie Geo-Engineering van de TU Delft (figuur 1). In dit artikel worden enige indrukken gegeven van projecten die we bezocht hebben; het Marmaray project en het seismologische instituut Kandili.

Marmaray project Projectoverzicht Het Marmaray project in Istanbul voorziet in een ondergrondse verbinding tussen het Europese en het Aziatische deel van Istanbul, met een maximale capaciteit van 75.000 passagiers per uur per richting. Op hoofdlijn bestaat het project uit een afzinktunnel waarmee de Bosporus wordt overgestoken, die aansluit op boortunnels en cut-and-cover tunnels. Voorts worden drie nieuwe ondergrondse stations, 36 bovengrondse stations, nieuwe controlecentra, veiligheidssystemen, en nieuwe elektrische systemen aangelegd.

Figuur 2 Bouwput t.b.v. aanleg van het Uskudar Metrostation, pal naast de Bosporus.

De uitdagingen bij het bouwen van dit infrastructuurproject zijn enorm. Zo moet worden gebouwd in een regio waar 7000 jaar geleden al sprake was van menselijke activiteiten. Verder wordt er tijdens de levensduur van het project een aardbeving verwacht met een minimale magnitude van 7,5. Beide aspecten hebben het ontwerp en de uitvoering diepgaand beïnvloed. In figuur 4 is een overzicht van het project weergegeven. In de figuur zijn zichtbaar de Europese sectie met een lengte van 19,3 km, de Bosporus sectie (afgezonken tunnel) met een lengte van 1,4 km, en de Anatolische sectie met een lengte van 43,3 km. Het afgezonken deel heeft het diepste punt op 58 m diepte onder de waterspiegel. De geboorde delen krijgen in totaal een lengte van 11,6 km. De binnendiameter van de geboorde tunnel bedraagt 7,04 m. Tijdens de studiereis is een bezoek gebracht aan 3 onderdelen van het project. Onderstaand wordt hiervan een indruk gegeven.

Bouwput Uskudar metrostation Op enkele meters afstand van de Bosporus wordt op dit ogenblik het Uskudar metrostation

Figuur 3 Ingang van de Atatürk tunnel. De tunnel wordt onder bebouwing geboord.

Figuur 4 Overzicht van het Maramaray project. 1: Bouwput Uskudar metrostation / 2: Atatürk Tunnel / 3: Bouwdok afzinkelementen te Tuzla.

10

GEOtechniek – juli 2008


actueel

aangelegd (in figuur 4 is de locatie aangegeven met een 1). Dit station zal deel uitmaken van het geboorde deel van de tunnel in het Aziatische of Anatolische deel van het project. Het metrostation wordt aangelegd op een diepte van ca. 22 m. Op het moment van het bezoek was de bouwput ontgraven tot een diepte van ongeveer 14 meter. De bouwput wordt omsloten door diepwanden die worden gegraven in klei en silt, tot in een impermeabele gesteentelaag op ongeveer 22 a 25 m diepte. Hierdoor is de bouwput hydrologisch grotendeels geïsoleerd van de omgeving, waardoor er slechts een lichte bemaling nodig is, ondanks het feit dat er vrijwel direct naast de bouwput schepen varen. Tijdens het ontgraven van de bouwput worden betonnen balken gestort die funderen als geotechnische stempels. Deze worden weer verwijderd wanneer de bouwput wordt aangevuld, na voltooiing van het metrostation. Figuur 2 toont de betonnen stempels. Volgens de oorspronkelijke bouwplanning zou de TBM de locatie eerst passeren, waarna de bouwput als het ware over en om de tunnellining aangelegd zou worden. Als gevolg van een opgelopen vertraging zal de TBM het station echter pas bereiken wanneer de bouwput al op diepte is. Hierdoor moet de TBM na aankomst in de bouwput verplaatst worden naar het andere einde van de bouwput. Ook werd een bezoek gebracht aan de Atatürk en Yavuz tunnels. Deze tunnels liggen in het

Aziatische deel van het project, en zijn in figuur 4 met een ‘2’ gemarkeerd. De tunnels worden geboord met slurry shield tunnelboormachines (TBM's). De Atatürk tunnel, waarvan de ingang zichtbaar is in figuur 3, wordt onder bebouwing geboord. Omdat de grondslag bestaat uit een mengsel van klei, silt, en gesteente, bestaat er een risico op zettingen boven de tunnel. Om gebouwschade te voorkomen is een grootschalig monitoringsprogramma opgezet.

De zinktunnel Het afzinkdeel van het Marmaray project is in figuur 4 aangegeven en bestaat uit 11 elementen met een totale lengte van 1400 m. De maximale afzinkdiepte bedraagt 58 m beneden de waterspiegel, waarmee het de diepste afgezonken tunnel ter wereld wordt. De tunnel wordt afgezonken in een zeestraat waar 50.000 schepen per jaar passeren. Door dichtheidsverschillen staat er een continue stroming tussen de Middellandse zee en de Zwarte zee. Dicht onder het wateroppervlak stroomt water met een gemiddelde snelheid van ongeveer 6 m/s vanaf de Zwarte Zee naar de Middellandse Zee. Dieper in de Bosporus is de

Figuur 5 Bezoek aan het bouwdok te Tuzla. Boven is te zien hoe de TBM het afgezonken deel nadert. Onder toont dit segment in aanbouw.

Figuur 6 Overzicht van de plaattektoniek in Turkije. Links: richting van plaattektoniek. Boven: Overzicht van recente aardbevingen langs de NAB.

GEOtechniek – juli 2008

11


actueel

stroming tegengesteld gericht. Het nauwkeurig plaatsen van de elementen wordt door deze van richting veranderende stroming sterk bemoeilijkt, gedurende 4 maanden per jaar is de bovenstroming zelfs te sterk voor het plaatsen van de tunnelsegmenten. De tunnelsegmenten worden gemaakt in het bouwdok te Tuzla, 41 km van Istanbul, aangegeven met 3 in figuur 4. Om de bouwtijd van de zinkelementen te verkorten worden deze in fasen gebouwd. Allereerst worden in den droge de bodem, en de wanden tot hun halve hoogte, gestort. Vervolgens wordt het element drijvend naar een naastgelegen dok gesleept, waar het drijvend wordt afgebouwd. Het eerste en het laatste element van de (rechthoekige) zinktunnel zal aansluiten op de boortunnels. Daartoe zijn deze eindelementen aan het einde voorzien van twee ronde doorsneden, zoals zichtbaar in figuur 5. De tunnelboormachine zal hier door zachtbetonnen wanden het afgezonken deel van de tunnel binnenboren. De gehele tunnel is door de Japanse ontwerpers ontworpen op aardbevingen met een kracht van 10 op de schaal van Richter. Hierbij is rekening gehouden met de dynamica van de tunnel, waarbij gerekend is met eigenmodes en eigenfrequenties van de tunnelbuizen. Daarnaast is ook rekening gehouden met de mogelijkheid van verweking in de verzadigde siltige grondslag onder de zinktunnel. Dit heeft geleid tot het toepassen van groutinjectie tot een diepte van ongeveer 25 meter onder de zeebodem. De tunnelsegmenten bestaan uit beton, voorzien van een stalen buitenkant. Deze zijn beiden waterdicht. Om corrosie van de stalen omhulling van de segmenten te vertragen is kathodische bescherming (aluminium broodjes) toegepast.

gelegen op de Anatolische plaat, die met een relatieve snelheid van 24 mm/jr t.o.v. de Euraziatische plaat westwaarts beweegt. Deze Noord Anatolische Breuklijn (NAB) is een zijschuiving (strike-slip fault) van 1500 km lang, lopend vanaf Oost Turkije tot in Griekenland. De Arabische plaat beweegt met een snelheid van 18 mm/jr in Noordelijke richting en de Afrikaanse plaat, ter hoogte van Egypte, met 10 mm/jr tevens in Noordelijke richting (figuur 6). In Turkije hebben gedurende de laatste eeuw 122 zware aardbevingen plaats gevonden met een kracht tussen de 6,0 en 7,9 op de (logaritmische) schaal van Richter. Ter illustratie, de zwaarste geregistreerde aardbeving in Nederland vond plaats in Roermond en had ‘slechts’ een kracht van 5,8. De aardbevingen hebben al 82.112 levens geëist en 558.279 gebouwen beschadigd. In totaal wordt 1,5% van het BNP gespendeerd voor reconstructie, reparatie van gebouwen in de nasleep van een aardbeving. Het aardbevingsrisico in Turkije is erg groot met een te verwachten terugkeertijd van 2,5 jaar voor een aardbeving van 6.0-6.9 en 7,4 jaar voor een beving van 7.0-7.9.

hoogte te stellen; het ‘Istanbul Earthquake Rapid Response and Early Warning System’. Naast een snelle reactie is het tevens van belang om te weten waar de meeste hulp vereist is. Hiervoor is een grid-kaart gemaakt waarop het aantal ingestorte gebouwen per cel aangegeven kunnen worden. Doordat Istanbul op een strategische handelsplek ligt heeft het een rijke culturele historie, waarop monitoringsprogrammas zijn afgestemd. Zo zijn de Sultan Ahmet of blauwe moskee en de Aya Sofya (zie figuur 7) uitgerust met bewegingsgevoelige sensoren, om de staat van de constructie te monitoren. Indien nodig wordt op basis van deze monitoring overgegaan tot maatregelen. Acknowledgment Deze studiereis is georganiseerd door de ‘korte studiereis commissie’ van ‘De Ondergrondse; dispuut Geo-Engineering’ en mede mogelijk gemaakt door Deltares, Fugro, Strukton, jongerenorganisatie Gençlik Meçlisi van de Gemeente Istanbul en TBI.

De NAB is een van de actiefste breuklijnen in de wereld. Vanaf de oostkant van de breuk schuiven de zware aardbevingen op in westwaartse richting (drukontlasting), met de laatste in 1999 op een afstand van 50 km ten Oosten van Istanbul. De eerst volgende zware aardbeving wordt verwacht in de Marmara Zee, de verbinding tussen de Middellandse Zee en de Zwarte Zee. Dit geeft een zeer bijzondere extra dimensie aan het Marmaray project. Wanneer deze aardbeving plaats zal vinden is niet te voorspellen daar er geen regelmaat zit in de voorgaande aardbevingen. Wat wel gezegd kan worden is dat met elke dag dat deze beving op zich laat wachten, deze in intensiteit zal toenemen.

Seismologisch Instituut; Kandili Naast het bezoek aan het Marmaray project is tijdens de studiereis tevens een bezoek gebracht aan Kandili Observatorium en Aardbeving Instituut (KOARI). Om een goed beeld te schetsen van de problematiek zal allereerst ingegaan worden op plaattektoniek in Turkije welke de oorzaak zijn van aardbevingen. Het grootste deel van Turkije is

12

GEOtechniek – juli 2008

Om de seismologische activiteit in de gaten te houden zijn er 42 seismische stations geplaatst rondom de Marmara Zee. Een snelle reactie is essentieel om goede hulp te bieden na een beving. Zo heeft het KOARI bijvoorbeeld een directe telefoonlijn met de ministerpresident. Ook is een sms en e-mail dienst in het leven geroepen om alle betrokken partijen op de

Figuur 7 Interieur van de koepel van de Aya Sofya


agenda 2008  = Organisatie

Studiedagen

Informatie en aanmelding

Mini-symposium Duurzaamhergebruik baggerslib met geotextiele tubes Dinsdag 3 juli 2008  CUR

Funderingsdag 9 oktober 2008 (voorlopige datum)  Betonvereniging i.s.m KIVI/NIRIA, afdeling voor geotechniek en CUR

Slappe Bodemdag, Slappe Bodem 3 x Beter: Betrouwbaar, Beheersbaar, Betaalbaar 12 juli 2008  CUR

2e Geotechniek Lezingenavond ‘08 13 november 2008 – Utrecht  Afdeling voor Geotechniek van KIVI NIRIA

COB www.cob.nl

Symposium: Symposium Leren van de A2 22 november 2008  CROW, CUR B&I, Delft Cluster, Convenant A2

+31-(0)318-695 300

Betonvereniging www.betonvereniging.nl +31-(0)182-539 233

+31-(0)182-540 660 CROW www.crow.nl

CUR www.cur.nl +31-(0)182-540 600 Delft GeoAcademy www.delftgeoacademy.nl +31-(0)15-269 3752

Cursussen Paalfunderingen ontwerpen en toetsen volgens NEN en CUR 6 juli 2008  Delft Geoacademy

Cursus Risicobeheersing van gemeentelijke bouwprojecten 7 oktober 2008  Delft Geoacademy

Setting up a geotechnical soil investigation program (international course) 10-12 June 2008  Delft Geoacademy

Cursus Grondonderzoek en parameterkeuze 30 oktober  PAO

Cursus Modelleren van bronbemalingen 23 september 2008  Delft Geoacademy

Gevorderdencursus Damwanden ontwerpen met MSheet volgens CUR 166 18 november 2008 Organisatie: Delft Geoacademy

Cursus Basiscursus damwanden ontwerpen met MSheet volgens CUR-166 30 september 2008  Delft Geoacademy

Cursus Geotechniek in het toetsen van dijken voor dijkbeheerders 20 en 21 november 2008  PAO

Cursus Basiscursus ontwerpen van grondlichamen 7 oktober 2008  Delft Geoacademy

Cursus Paalfunderingen ontwerpen en toetsen volgens NEN en CUR 25 november 2008  Delft Geoacademy Cursus Grondonderzoek en parameterkeuze 28 november 2008  PAO

Elsevier Opleidingen www.elsevieropleidingen.nl +31-(0)78-625 3888 Deltares www.deltares.nl +31-(0)15-269 3500 KIVI NIRIA www.kiviniria.nl +31-(0)70-391 9890 KOAC-NPC www.koac-npc.nl +31-(0)55-543 3100 NGO www.ngo.nl +31-(0)30-605 6399 NSTT www.nstt.nl +31-(0)182-567 380 PAO www.pao.tudelft.nl +31-(0)15-278 4618 PLAXIS www.plaxis.nl +31-(0)15-251 7720 TI-KVIV www.ti.kviv.be +32-(0)3-260 0840

Beurzen / Congressen Waterbouwdag 7 oktober 2008  CUR Funderingsdag 8 oktober  Betonvereniging i.s.m. KIVI NIRIA en CUR Congres: ReInventing Delta Life 30 oktober  KIVI NIRIA

Development of urban areas and geotechnical engineering 16 - 19 juni – St. Petersburg Rusland Info: content.geoinstitute.org/files/ pdf/BulletinStPetersburg2008.pdf 5th International Geotechnical Seminar on Deep Foundations on Bored and Auger Piles 8 - 10 september 2008 – Gent, België Info: www.terzaghi.ugent.be

11th Baltic Sea Geotechnical Conference: Geotechnics in Maritime Engineering 15 -18 september 2008 – Gdansk, Polen Info: www.11bc.pg.gda.pl 17th International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering 5 - 9 oktober 2009 – Alexandrië, Egypte Info: www.2009icsmge-egypt.org

GEOtechniek – juli 2008

13


Plaxis-info Het jaar 2008 is voor Plaxis een jaar van vernieuwing; te beginnen met een nieuw kantoor aan het Delftechpark 53 in Delft, dat ruimte moet bieden aan een verdere groei van het bedrijf.

is gebruikt om het gedrag van de overgeconsolideerde grond te modelleren. De resultaten lijken aardig te kloppen, maar het specifieke gedrag van de palen zelf vraagt om meer onderzoek en een betere modellering. Het tweede artikel is eveneens een toepassing van het Foundation programma. Het beschrijft hoe 3D EEM kan worden gebruikt voor ‘piled raft’ funderingen. De embedded piles in het Foundation programma blijken zeer efficient te zijn bij het modelleren van zulke complexe funderingen. Er is echter ook behoefte aan andere modelleringsmogelijkheden, zoals horizontale interfaces.

Voor 2008 staat een uitbreiding met tenminste 5 medewerkers in Delft en Singapore gepland, waarvan een deel inmiddels is ingevuld, maar we kunnen nog steeds mensen gebruiken. Ook heeft Plaxis een nieuwe directeur benoemd in de persoon van Jan-Willem Koutstaal. Hij zal leiding geven aan de verdere groei en professionalisering van het bedrijf. Intussen wordt volop gewerkt aan een nieuwe generatie 3D producten en verschijnt binnenkort een update van de vertrouwde Plaxis 2D software. Naast nieuwe software producten komt Plaxis met een nieuwe service: Special Projects. Voor meer informatie over vacatures, producten en Special Projects verwijzen wij graag naar onze website www.plaxis.nl. In het maart-nummer van het Plaxis bulletin zijn, naast de gebruikelijke columns, weer een aantal interessante artikelen opgenomen die door gebruikers van de software zijn ingestuurd. Het is plezierig om te vernemen dat steeds meer mensen hun modelleer-ervaring willen delen met anderen, en interessante artikelen voor het Bulletin insturen.

Het derde artikel beschrijft de resultaten van een onderzoeksproject naar de mogelijkheden en beperkingen van de Dynamica module met betrekking tot site response analyse. De auteurs hebben numerieke parameters gevarieerd om hun invloed op de resultaten te onderzoeken. Ze stellen een procedure voor om het numerieke model te calibreren en concluderen dat de ‘standard settings’ in Plaxis niet altijd de beste resultaten geven. In alle artikelen geven de auteurs suggesties hoe Plaxis kan worden verbeterd om een veelheid aan geotechnische toepassingen beter te kunnen modelleren. Dergelijke suggesties worden zeer serieus genomen en zullen uiteindelijk alle Plaxis gebruikers ten goede komen. De volledige artikelen alsmede een overzicht van activiteiten zijn te lezen in het Plaxis bulletin, te downloaden via www.plaxis.nl. De redactie van het Plaxis Bulletin

Het eerste artikel toont een vergelijking tussen de resultaten van een horizontale belastingproef op in de grond gevormde palen met een numerieke simulatie in Plaxis 3D Foundation. Het Hardening Soil model met small-strain stiffness

GEOtechniek – juli 2008

15


Jaarthema 2008: Deltatechnologie Het jaarthema van KIVI NIRIA in 2008 ‘Deltatechnologie’, is een actueel onderwerp dat aansluit bij het Internationaal Jaar van de Planeet Aarde en de huidige discussie over de consequenties van klimaatverandering. Ruim 50% van de wereldbevolking leeft in delta’s, kust- en riviergebieden. Door de strategische ligging aan zee en waterwegen en de vruchtbare bodem die rijk is aan energiehoudende grond- en delfstoffen, hebben deltagebieden een groot economisch potentieel. Maar delta’s zijn ook kwetsbaar. De slappe bodem klinkt in, de zeespiegel stijgt, rivierpeilen zijn onberekenbaar en de ruimte wordt steeds schaarser. Ons land is beroemd om haar strijd tegen het water. We zijn gewend het hoofd te bieden aan steeds weer nieuwe gevaren. Wereldwijd wordt de kwetsbaarheid van de deltagebieden steeds duidelijker. Neem de recente overstromingen in Bangladesh en Birma. De 21e eeuw stelt ons voor een groot aantal uitdagingen. Hoe geven we meer dan zes miljard

mensen ruimte, voeding, onderdak en veiligheid? Wereldwijd neemt de vraag naar kennis en technologie op het gebied van water, ondergrond én deltabeheer toe. Meer en meer wordt onderkend dat technologische doorbraken op dit gebied nodig zijn. Vernieuwingen die, tijdig toegepast, het leven en werken in delta’s, kust- en riviergebieden veilig, schoon en duurzaam maken. De term Deltatechnologie is recent ontstaan en staat voor een bundeling van disciplines die gezamenlijk de Nederlandse traditie vertegenwoordigen op het gebied van leven in een kwetsbaar deltagebied. Naast het verhogen van de interdisciplinariteit van de traditioneel hieraan verbonden vakgebieden zoals waterbouw, baggertechnologie, geo-engineering zoekt dit vakgebied de verbinding met doorbraaktechnologieën van de 21e eeuw, te weten nano-, sensor-, bioen informatietechnologie, alsmede naar nieuwe vormen van inbedding van technologie in maatschappelijke processen passend bij de eisen die de 21e eeuw daaraan stelt. In feite dus over het ‘opnieuw uitvinden’ van wat de kern genoemd mag worden van de Nederlandse traditie op het gebied van ‘civil engineering’.

11.09 CUR – Delft Cluster Lezingenmiddag afdelingen.kiviniria.net/geotechniek/tr?

 Locatie n.t.b.

transaction=KIVI_ACT006&PARAM1=418

8.10

Funderingsdag 2008

 Reehorst Ede

afdelingen.kiviniria.net/geotechniek/tr? transaction=KIVI_ACT006&PARAM1=436"

 TU Delft Congrescentrum 2e Geotechniek Lezingenavond ‘08  Grontmij, De Bilt

Afdeling Geotechniek

KIVI NIRIA

Nederland is bij uitstek het land waarin procedures en zorgvuldige, maatschappelijke afwegingen ervoor zorgen dat technologische oplossingen in het leven van mens en milieu worden ingebed. Oplossingen voor deltavraagstukken zijn dus high tech én high touch.

Symposium Leren van de A2

Vanuit veel vakgebieden die in afdelingen van KIVI NIRIA zijn vertegenwoordigd kunnen belangrijke bijdragen aan het thema worden gegeven. Graag vragen wij u ook dit jaar een bijdrage te leveren in de vorm van ideeën, sprekers voor workshops tijdens het jaarcongres: ReInventing Delta Life op 30 oktober 2008 in het Congrescentrum van TU Delft. Het programma van het congres is als volgt: 8.30 u. Ontvangst deelnemers 9.00 u. Early Bird lezingen 10.00 u. Pauze 10.30 u. Plenair ochtendprogramma 12.00 u. Lunch 13.00 u. 1e ronde parallelsessies 14.15 u. Pauze 14.55 u. 2e ronde parallelsessies 16.15 u. Plenair middagprogramma 17.00 u. Borrel

Sprekers zijn onder meer: - Prof. dr. ir. Jacob Fokkema, rector magnificus TU Delft - Dr. Cees Veerman, voorzitter Deltacommissie - Dr. Peter Berdowski, CEO Koninklijke Boskalis - Ir. Annemiek Nijhof, DirecteurGeneraal Water, Ministerie van Verkeer en Waterstaat

30.10 Reinventing Delta Life 13.11

afdelingen.kiviniria.net/geotechniek/tr?

Meer informatie: Jasper van Alten, bureau KIVI NIRIA jaspervanalten@kiviniria.nl

transaction=KIVI_ACT006&PARAM1=446

22.11 Symposium Leren van de A2

 Mobilion, Utrecht

afdelingen.kiviniria.net/geotechniek/tr?

transaction=KIVI_ACT006&PARAM1=454

16

GEOtechniek – juli 2008

Op 22 november wordt door verschillende partijen het symposium ‘Leren van de A2’ georganiseerd. Het doel van het symposium is om de sector te laten zien welke praktische ervaringen er worden opgedaan in het kader van het A2-project. Deze ervaringen worden in het ochtendprogramma toegelicht door vertegenwoordigers van de belangrijkste partijen in het project. In het middenprogramma zullen CUR- en CROW-werkgroepen, die gelieerd zijn aan het Delft Cluster programma ‘Blijvend Vlakke Wegen', zich presenteren en zal de interactie tussen de werkgroepen onderling en met de sector worden bediscussieerd. Indien nodig zullen op basis van de ervaringen in het A2-project de werkplannen van de werkgroepen bediscussieerd worden.

Aan/afmelden: congres@kiviniria.nl

Kortom, een goede gelegenheid om kennis te maken met ontwikkelingen op het gebied van de interactie tussen geotechniek en wegbouwkunde, waarbij zowel technische als procesmatige aspecten aan de orde komen. Niet alleen werkgroep-leden zijn welkom, maar ook wegbouwkundige en geotechnische ontwerpers en proces- en projectmanagers van opdrachtgevers en opdrachtnemers worden nadrukkelijk uitgenodigd om bij dit symposium aanwezig te zijn. Meer informatie: congressen@crow.nl of via de website Organisatie: CROW, CUR B&I, Delft Cluster, Convenant A2 en KIVI NIRIA Afdeling voor Geotechniek. Locatie: Mobilion, Groenewoudsedijk 2a, Utrecht


dé Ne Nederlandse e beroepsvereniging g van n en n voor KIVI NIRIA is dé ingen ingenieurs,, op opgeleid d aa aan n universiteiten n en n hogescholen,, en n vormtt h aardi dig g technisch h kennis-- en n kennissennetwerk.. Hiermee een hoogwaa hoogwaardig maakt maa aaktt KIVI NIRIA , het Koninklijk Instituut Van Ingenieurs, het belang van v n techniek technie iek k zichtbaa zichtbaar aarr in n onze e samenleving g en n ondersteuntt ingenieurs taak. ingenie s bijj hett uitoefenen n van n hun n belangrijke belang ngrij ijke e taa aak.. Ingenieurs staan aan de e basiss van n innovatie,, doord rdatt zijj hun n technische e kenniss weten n aan doordat toe e te e passen pas assen n ten n behoeve e van n ontwikkeli ontwikkeling ling g in n de e maat maatschappij. atschappij.

Waarom een Afdeling Geotechniek? Geotechniek volgens Van Dale: de toegepaste wetenschap, die zich bezighoudt met het gedrag van grond en rots, ten behoeve van het ontwerpen en uitvoeren van grond- en kunstwerken Dit klinkt erg abstract, maar in de praktijk zijn er maar weinig ingenieurs die niet met geotechniek te maken krijgen. Denk maar eens aan de fundering van een weg of gebouw, het aanbrengen van waterdichte schermen bij een bodemsanering of het verplaatsen van grond bij het baggeren of boren van een tunnel. Daarom dus een Afdeling Geotechniek.

Aanmelden of meer informatie over KIVI NIRIA Geotechniek ? Meer informatie over de Afdeling Geotechniek kunt u vinden op www.kiviniria.nl/geo of bij Marty Herrmann, KIVI NIRIA Kamer TU Eindhoven, Tel. 040-247 29 49 (ma t/m vrij 10 - 14 uur), E-mail kiviniria@tue.nl Meer informatie over KIVI NIRIA: www.kiviniria.nl

Netwerk en Communicatie De Afdeling Geotechniek vormt een netwerk van mensen werkzaam op het vakgebied, mensen die het vak studeren en andere geïnteresseerden. Dit netwerk strekt zich uit over de grenzen van ons land en uit zich in nauwe samenwerking met soortgelijke verenigingen binnen Europa. Jaarlijks organiseert de afdeling tal van activiteiten, waarvan een aantal op Europees niveau in samenwerking met anderen. KIVI NIRIA Geotechniek is tevens founding partner van Geonet, het onafhankelijk platform voor interactief geotechnisch Nederland (www.geonet.nl). Alle leden van KIVI NIRIA Geotechniek kunnen zich gratis abonneren op het vakblad Geotechniek. Geotechniek is een informatief/promotioneel onafhankelijk vakblad dat beoogt kennis en ervaring uit te wisselen, inzicht te bevorderen en belangstelling voor het gehele geotechnisch vakgebied te kweken. Het vakblad verschijnt vier maal per jaar (excl. specials). Activiteiten De Afdeling Geotechiek geeft steun aan wetenschappelijk onderzoek en helpt mee aan de ontwikkeling van diverse cursussen op het vakgebied. Daarnaast organiseert de afdeling de Funderingsdag en de Geotechniekdag en vele excursies, lezingen en symposia. Ook voor jonge leden is de afdeling actief. Zo levert zij een bijdrage aan de Young Geotechnical Engineers Conference en er is een speciale afstudeerdersmiddag.


Afstudeerders

ir. Ch. Sevink

In deze rubriek wordt een samenvatting gegeven

Augeo piled embankments

van het afstudeerwerk van die studenten van de Technische Universiteit van Delft die afstudeerden bij Geo-engineering. Dit keer: het werk van ir. Ch. Sevink, afgestudeerd bij prof. ir. A.F. van Tol.

Chris Sevink studeerde in november 2006 bij Hydronamic BV af op het onderwerp ‘Augeo piled embankments’. Augeopalen zijn als het ware kleine vibro-palen voorzien van een verbrede kop. Met behulp van een stalen hulpbuis wordt een kunststof buis tot in een dragende laag gebracht. Vervolgens wordt de kunststofbuis gevuld met beton, wordt de stalen hulpbuis getrokken en wordt de paal voorzien van een verbrede kop, waarover een matras wordt aangebracht. De matras bestaat uit verschillende kunsstof grids en een granulair aanvulmateriaal. Het doel van de matras en de palen is om op een economische wijze in een korte tijd een zettingsarme fundering voor een wegconstructie

te verkrijgen. Doelstelling van de studie was om de uitkomsten van verschillende bestaande methoden voor het ontwerpen van ‘paal-matrassen’ te vergelijken met de resultaten van praktijkmetingen. Het project Nesselande is daarbij als referentieproject gebruikt. De belangrijkste ontwerpmethoden zijn de Britse BS8006 en Duitse EBGEO. Geconcludeerd is dat de BS8006 vooral geschikt is voor het bepalen van de benodigde wapening van de matras, maar ook dat deze methode als nadeel kent dat bij een dikte van de matras groter dan de afstand tussen

Figuur 1 Het maken van Augeo-palen.

diagonaal tegenover elkaar staande palen, alle belasting die boven dit niveau aangrijpt, geacht wordt door de palen gedragen te worden. Daardoor kan de invloed van verkeersbelastingen op de vereiste sterkte van de matras buiten beschouwing blijven. Het gebruik van EBGEO leidt tot berekende lagere paalbelastingen en een grotere afdracht van de belasting naar grids en ondergrond. EBGEO neemt de bijdrage aan het evenwicht van de grond tussen de palen, in tegenstelling tot BS8006, wel mee, zodat het verschil in grid-belasting tussen beide methoden weer enigszins wordt verminderd. De analyse van de zakkingsmetingen van Nesselande wees uit dat de gemeten zettingen kleiner zijn dan volgt uit zowel de berekeningen volgens BS8006 en EBGEO. Uit de meetdata kon niet worden bepaald of dat te wijten is aan een gedeeltelijke consolidatie van de ondergrond of aan een gebrekkige modellering door de ontwerpmethoden. 

Figuur 2 Een Augeo-palenveld.

Figuur 3 Detail paalkop Augeo-paal.

18

GEOtechniek – juli 2008

Figuur 4 Het krachtenspel binnen een ‘paal-matras’.


sbr-info Column Jack de Leeuw

SBR Funderingen 2008 succesvol

We zijn bij SBR groot promotor van digitale kennisoverdracht. Vooral onderwerpen waar veel informatie aan de orde is zoals bij het Handboek Funderingen of de meerdelige uitgave Brandveilig Ontwerpen en Toetsen bieden we het liefst aan met een licentie via internet. Dat heeft grote voordelen. De informatie is actueel, want kan dagelijks worden bijgewerkt. En het zoeken in grote hoeveelheden informatie is digitaal veel makkelijker. Met een paar muiskliks kom je snel op de plek waar de door jou gevraagde kennis staat, veelal ook nog voorzien van links naar verwante onderwerpen. En wat dacht u van de kosten? Digitaal verspreiden is veel goedkoper dan vormgeven, drukken, op voorraad houden en verzenden. Een goede manier om de prijs van het informatieproduct laag te houden. We doen dus steeds meer digitaal, want dat is makkelijk, efficiënt, goedkoop en het levert beter toegankelijke informatie voor u. Een goede zakelijke benadering. Maar hoe komt die kennis die in bits en bytes is vastgelegd tot stand? Waar komen nieuwe ideeën vandaan? En een stap verder: hoe komen innovaties tot stand, die leiden tot betere methoden, nieuwe toepassingen, duurzamer materiaalgebruik en een beter eindresultaat voor de opdrachtgever? Dat is waar mensen elkaar ontmoeten en elkaar inspireren. Begeleidingscommissies en gebruikersplatforms leveren meer op dan een middagje studeren en nadenken achter je bureau. En het organiseren van bijeenkomsten is eigenlijk leuker dan het produceren van editie nummer zoveel. Bij SBR worden nieuwe projecten minstens net zo vaak in de wandelgangen geboren, dan achter de vergadertafel. En dat is bij u in uw bedrijf of organisatie niet anders. Deze menselijke benadering is naar mijn mening de basis voor de hierboven beschreven zakelijke benadering. Wij hopen veel contact met u te houden.

ir. Jack de Leeuw Algemeen directeur SBR

Op 8 april had in Zoetermeer de eerste editie van SBR Funderingen plaats. In het auditorium van het Bouwhuis passeerden verschillende interessante onderwerpen de revue. De deelnemers waren unaniem positief over de bijeenkomst. Een traditie lijkt geboren. Dagvoorzitter Louis de Quelerij opende de bijeenkomst door de betekenis van de funderingsbranche in economische en ecologische termen te schetsen. De branche is nog volop in ontwikkeling en daarbij is kennisoverdracht het sleutelwoord. Een ontwikkeling die het gevolg is van Europese samenwerking is de introductie van de Eurocodes, de Europese rekenregels, die uiterlijk begin 2010 worden ingevoerd. Hein Janssen van Fugro gaf in een helder betoog de essenties van de wijzigingen weer. Er kan ook binnen het Bouwbesluit nu al worden gerekend met Eurocodes! De paal-plaatfundering is een technische ontwikkeling die de eigenschappen van een fundering op staal met die van een fundering op palen combineert. Hoewel maar in beperkte gevallen toepasbaar maakt Bert Everts (ABT) duidelijk dat een flinke reductie op het aantal palen kan worden gerealiseerd. In de vorige uitgave van Geotechniek was op de pagina van SBR al een en ander te lezen over GeoBrain. Thomas Bles van Deltares legde op de bijeenkomst nog eens uit waarom GeoBrain een belangrijk instrument voor risicobeheersing is. Uiteraard was er tijdens SBR Funderingen 2008 ook aandacht voor het digitale Handboek Funderingen van SBR. Bram van de Valk (SBR) voerde de deelnemers in grote stappen door het handboek en langs de recentelijk vernieuwde

en toegevoegde hoofdstukken. Hij kondigde aan dat binnenkort zal worden gestart met de update van de paalsystemen. De bijeenkomst werd besloten met twee indrukwekkende projecten. In de eerste plaats presenteerde George Henkens van Aronsohn raadgevend ingenieurs de uitbreiding van de Nolet distilleerderij in Schiedam. De wijze waarop de wens van de opdrachtgever om uit te breiden op de bestaande locatie is ingevuld, is absoluut uniek. Vervolgens gaf Leo van Dorp van Ingenieursbureau Zonneveld inzicht in de funderingsproblematiek van hoge woongebouwen aan de hand van de in aanbouw zijnde Maastoren in Rotterdam. Deze toren die feitelijk in de Nieuwe Maas staat wordt met zo’n 160 meter het hoogste woongebouw van Nederland.

Nog geen abonnement op het handboek SBR Funderingen? Ga naar www.sbr.nl/funderingen voor meer informatie en tarieven. Noteer alvast in uw agenda: 23 september 2008 bijeenkomst ‘Schade: trillingen als oorzaak?'

GEOtechniek – juli 2008

21


CRUX


Technische commissies TC 28 Geotechnical Aspects of Underground Construction in Soft Ground

‘Shanghai volgt Amsterdam op met succesvol internationaal congres’

conferentie veel interesse te wekken. Het in 2005 uitgegeven boek Tunneling in the Netherlands, a decade of progress bleek ook in dit kader heel aantrekkelijk, alle 15 exemplaren die de uitgever beschikbaar had waren snel uitverkocht. Overige Nederlandse lezingen gaven een overzicht van 10 jaar boortunnels in Nederland (Klaas Jan Bakker), grout en bentoniet stroming rondom de TBM met een mogelijke verklaring voor de vervorming van de TBM bij de Westerschelde Tunnel (Adam Bezuijen), experimenten op het gebied van compensation grouting, een internationaal project waarbij wordt samengewerkt met de Universiteit van Cambridge (Monique Sanders), analyse van groutmetingen bij de Groene Hart Tunnel (Arno Talmon) en de gevolgen daarvan voor de langsbelastingen (Flip Hoefsloot) en experimenteel onderzoek naar de invloed van grondontspanning door boren op paalfunderingen (Wout Broere).

Als een van de meest actieve internationale commissies van de ISSMGE heeft TC28 tot doel een platform te zijn voor kennisuitwisseling om ondergronds bouwen op een hoger plan te brengen. Het delen van case histories wordt hiervoor als belangrijk instrument gezien. Sinds 1994 wordt elke drie jaar een internationale conferentie gehouden. Nadat in 2005 een zeer succesvolle bijeenkomst in Amsterdam is georganiseerd, was het dit jaar de beurt aan Shanghai voor de zesde internationale conferentie op 10, 11 en 12 april. Shanghai, de stad waar op dit moment 5 metrolijnen tegelijkertijd onder constructie zijn en waar men ook lijnen van 100 km lengte aanlegt, was precies de juiste locatie. Want Shanghai bouwt ook een tunnel-brug onder/over de Yangtze River in Shanghai (een van de grootste diameter boortunnels ter wereld van 15,3 m doorsnede), waar behalve in lezingen ook met een excursie aandacht aan werd besteed. Eigenlijk is de hele stad een grote bouwput waar ondergronds de infrastructuur en bovengronds de ene na de andere wolkenkrabber verschijnt in de lastige slappe bodem van de Shanghai delta. Technische achtergronden werden door de Chinese gastheren van zowel opdrachtgeverzijde als aannemer en universiteit beschouwd. Opvallend hierbij was dat veiligheid uitgebreid

24

GEOtechniek – juli 2008

naar voren kwam, maar dat juist op dit onderwerp enkele vraagtekens konden worden geplaatst. Ook werd bewezen dat de Chinezen goed om zich heen kijken en zo passeerde dan ook een richtlijn van Rijkswaterstaat over passieve tunnel-bezwijkveiligheid tegen en een berekeningsmethode om het risico van opdrijven in te schatten zoals die ook voor de Groene Hart Tunnel is gebruikt. Actieve leden van TC28 uit Nederland zijn Adam Bezuijen (core member) en Klaas Jan Bakker. De Nederlandse delegatie was goed vertegenwoordigd met daarnaast ook Flip Hoefsloot van Fugro, Monique Sanders van Royal Haskoning, Arno Talmon en Mandy Korff van Deltares en Wout Broere van TU Delft. In zijn keynote-lezing had Adam Bezuijen de mogelijkheid het tunnelonderzoek van het afgelopen decennium in Nederland met name in COB en Delft Cluster verband uitgebreid toe te lichten. Behalve voor de technische vooruitgang die Nederland hierin geboekt heeft, was er ook veel bewondering voor de systematische wijze waarop dit onderwerp in Nederland is aangepakt met voortschrijdend onderzoek bij de verschillende praktijkprojecten. Hoewel de resultaten van dit werk in Nederland al enkele jaren bekend zijn, bleek het integraal presenteren ervan in de

Zeer kort samengevat zouden de belangrijkste lessen uit deze conferentie als volgt kunnen worden samengevat:  Bij het modelleren van ondergronds bouwen moet vooral ook de uitvoering nauwkeurig worden meegenomen. Alleen door de bekende uitvoeringsaspecten (bouwrijp maken, installatie-effecten, geschiedenis door voorbelastingen) en onbekende uitvoeringsaspecten (hoe gaat de aannemer precies te werk, tijdsduur werkzaamheden, volgorde en gedrag in 3D) mee te nemen kan een betrouwbaar ontwerp worden gemaakt.  De trends in ondergronds bouwen zijn grotere constructies, sneller bouwen en meer aandacht voor beheersing van risico's.  Belang van uitgebreide rapportage van geotechnische en modelmatige gegevens in case histories (maar ook advies en onderzoeksrapporten) voor een betere beoordeelbaarheid en opslag voor de toekomst.  Naast de verdere ontwikkeling van numerieke (FEM) methoden is er ook nog steeds aandacht voor de ontwikkeling van eenvoudiger empirische of analytische methoden. Zo behandelde Prof. Bolton in zijn keynote lezing een nieuwe methode (MSD) waarbij op relatief eenvoudige wijze vervormingen kunnen worden berekend, bijvoorbeeld bij gestempelde bouwputten.


Technische commissies Technische Commissies van de ISSMGE Met in het achterhoofd nog de instorting van Nicoll Highway in Singapore was het verder opvallend in hoe weinig casestudies er aandacht was voor de fundamentele verschillen die kunnen ontstaan door de manier van modelleren in eindige elementen berekeningen. Daarentegen was er een duidelijke toename te zien in het gebruik van methoden voor het beter analyseren en terugrekenen van meetgegevens met statistische en artificiële intelligentietechnieken, het doen

mentatie etc. Behalve aan de kwaliteit van de beschrijving van de cases is er ook een doel gesteld om in 2011 tijdens de volgende conferentie een database te presenteren met gegevens van tunnelprojecten in de hele wereld, waar ruimte is voor het uitwisselen van meetgegevens en analyses. Het opzetten van een dergelijke database gaat natuurlijk niet vanzelf, maar het INSA in Lyon heeft de opzet al gereed. Ook vanuit Nederland is input gevraagd en via het COB worden nagegaan op welke wijze Nederland hier het beste op kan aansluiten. Tevens is aangeboden Nederlandse ervaringen met het opzetten en beheren van databases met technische informatie vanuit GeoBrain in te brengen. Eerstvolgende activiteiten van TC28 zijn de organisatie van twee workshops; een in Budapest op 12-13 september 2008 en een tijdens de internationale conferentie van

Behalve in conferenties werkt TC28 aan haar doelstelling door een richtlijn voor het beschrijven van case-studies waarbij monitoringsgegevens, berekeningen en/of experimenten worden vergeleken. Doel hiervan is vooral om de kwaliteit en bruikbaarheid van de informatie te vergroten; nog te vaak worden resultaten van berekeningen en metingen vergeleken zonder een duidelijke beschrijving van bijvoorbeeld de grondopbouw, modelkeuze, parameters, instru-

JTC 1 JTC 2 JTC 3 JTC 4 JTC 5 JTC 6 JTC 7

TC 1 TC 2 TC 3 TC 4

TC 17 TC 18 TC 23 TC 28 TC 29 TC 32

ISSMGE in oktober 2009 in Alexandrië. De volgende conferentie van TC28 zal in april of mei 2011 in Rome worden georganiseerd. Een mooie gelegenheid om wat in Amsterdam en Shanghai is opgebouwd voort te zetten en op een gunstige locatie weer een duidelijk Nederlands geluid te laten horen in de internationale wereld van ondergronds bouwen. Tekst: Mandy Korff, Adam Bezuijen Foto's: Monique Sanders en Klaas Jan Bakker Verdere details:  Tongji University met in de geotechnische faculteit meer dan 1000 PhD studenten en 65 professoren, 3 geotechnische centrifuges en 1000 afstuderende geotechnici per jaar.  185 deelnemers uit 27 landen buiten China en ongeveer 100 vanuit China, 112 papers, 4 keynote sprekers

Landslides and Engineered Slopes Representation of Geo-Engineering Data Education and Training Professional Practice Sustainable Use of Underground Space Ancient Monuments/Historic Sites Soft Rocks and Indurated Soils

TC = internationale technische commissie van de International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineering (ISSMGE)

TC 5 TC 6 TC 8 TC 16

van experimenten en de invulling van geotechnisch risicomanagement. Dat dit in Shanghai hoog op de agenda staat, bleek ook al tijdens het vorig jaar gehouden eerste congres over geotechnisch risicomanagement. Zie hiervoor ook geosnet.geoengineer.org. Behalve de opgedane technische kennis zijn er aantrekkelijke contacten gelegd en aangehaald met de voorzitter van TC28 Richard Kastner uit Lyon, voormalig voorzitter Robert Mair uit Cambridge, bestuurders Seco e Pinto en Taylor van de ISSMGE en de overige leden van TC28 (Gulia Viggiani uit Rome, Jamie Standing van Imperial College, Prof Akagi uit Japan, prof. Sifro uit Argentinie, Arsenico Negro uit Brazilie), Hashimoto van GRI, prof. Richard Finno uit Illinois, Malcom Bolton uit Cambridge en vele van de overige deelnemers.

JTC = gemeenschappelijke commissie van de ISSMGE met de International Association for Engineering Geology and the Environment (IAEG) en de International Society for Rock Mechanics (ISRM)

TC 33 TC 34 TC 35 TC 36 TC 37 TC 38 TC 39 TC 40 TC 41

Coastal Engineering and Dyke Technology Physical Modelling in Geotechnics Geotechnics of Pavements Earthquake Geotechnical Engineering and Associated Problems Environmental Geotechnics Unsaturated Soil Frost Geotechnics Ground Property Characterization from In-Situ Tests Ground Improvement Deep Foundations Limit State Design in Geotechnical Engineering Underground Construction in Soft Ground Laboratory Stress Strain Strength Testing of Geomaterials Engineering Practice of Risk Assessment and Management Geotechnics of Soil Erosion Prediction and Simulation Methods in Geomechanics Geo-Mechanics from Micro to Macro Foundation Engineering in Difficult Soft Soil Conditions Interactive Geotechnical Design Soil-Structure Interaction Geotechnical Engineering for Coastal Disaster Mitigation and Rehabilitation Forensic Geotechnical Engineering Geotechnical Infrastructure for Mega Cities and New Capitals

ERTC = Europese regionale technische commissie ERTC 3 Piles ERTC 7 Numerical Methods in Geotechnical Engineering ERTC10 Evaluation Committee for the Application of EC 7 ERTC12 Evaluation Committee for the Application of EC 8

GEOtechniek – juli 2008

25


Ronald Brinkgreve

GeoForum

Einde van modelparameterbepaling nabij? Tegenwoordig is het gebruik van de eindigeelementenmethode bij de analyse en het ontwerp van geotechnische constructies heel gewoon. Een belangrijk onderdeel bij het maken van een betrouwbare berekening is de samenstelling van de materiaaldatasets (grondmodel en parameterbepaling). Deze dienen het deformatiegedrag van de verschillende grondlagen in de betreffende toepassing zo realistisch mogelijk te beschrijven. In de jaren ‘90 werd vooral het linear-elastisch perfect-plastische Mohr-Coulomb model gebruikt als basis voor het deformatiegedrag van grond. Inmiddel zijn ook de meeste geotechnici vertrouwd met geavanceerde grondmodellen zoals het Hardening Soil model (tegenwoordig met small-strain stiffness; Benz, 2007). Dat vereist weliswaar dat meer modelparameters moeten worden bepaald, maar de keuze van deze parameters is veel minder afhankelijk van de specifieke omstandigheden in de toepassing (o.a. spanningsniveau, spanningspad en rekniveau). De volgende (grote) stap is een model waarbij sterkte- en stijfheidseigenschappen afhankelijk zijn van de porositeit of ‘void ratio’, en die een zekere mate van anisotropie vertonen. Het MIT-S1 model (Pestana & Whittle, 1999) is zo’n model. Het model kent 14 modelparameters. Daarnaast dient een aantal zogenoemde ‘state parameters’ te worden geïnitialiseerd, waarbij in het geval van maagdelijke grond de ‘void ratio’ eigenlijk de belangrijkste is; de overige state parameters kunnen daarvan worden afgeleid. Veel gebruikers van eindige-elementenprogramma’s hebben in de dagelijkse hectiek rondom geotechnische projecten moeite met het toepassen van nieuwe modellen en de bijbehorende modelparameterbepaling. Zij vragen zich af waarom er steeds weer nieuwe en meer geavanceerde modellen beschikbaar komen, en wat het nut is om deze modellen te gebruiken, terwijl de onzekerheid in de ondergrond nog steeds hoog is. Ontwikkelaars van dergelijke modellen wijzen dan op de kwalitatieve voordelen die deze modellen hebben als gevolg van het meenemen van meer aspecten van grondgedrag. De ‘last’

Figuur 1 Vergelijking vloeicontouren van verschillende grondmodellen (uit Pestana & Whittle, 1999)

van het grotere aantal modelparameters wordt dan gecompenseerd door de eenduidigheid waarmee die parameters kunnen worden bepaald. Ook bij beperkte informatie uit de ondergrond wegen de voordelen al gauw op tegen de nadelen. Zeer geavanceerde modellen zoals het MIT-S1 model komen dusdanig dicht in de buurt van het werkelijke grondgedrag dat het denkbaar zou zijn om op basis van dit model ‘standaard datasets’ samen te stellen voor geclassificeerde grondsoorten. Met een 25-tal datasets zouden we de meeste grondsoorten redelijk goed kunnen beschrijven. Het modelleren van de ondergrond en het grondgedrag in eindige-elemententoepassingen beperkt zich dan tot het kiezen van een laagindeling, het toewijzen van de juiste standaard datasets en het initialiseren van de ‘void ratio’; het model doet de rest. Natuurlijk blijft de geotechnisch ingenieur verantwoordelijk voor de uitkomst van de berekening, net zoals de automobilist die, ondanks de relatief afgenomen kennis van wat er onder de motorkap zit, verantwoordelijk blijft voor zijn rijgedrag. Hij/zij zou daarbij vanzelfsprekend wel een ‘rijbewijs’ moeten hebben en eventueel over corrigerende hulpmiddelen moeten beschikken vergelijkbaar met ABS, ESP, TC en, als het echt fout gaat, Airbags.

Misschien is dit wel de weg die we op moeten gaan: zeer geavanceerde technieken beschikbaar stellen in combinatie met een grote mate van ‘toegankelijkheid’ en ‘gebruiksgemak’ (lees: zeer geavanceerde grondmodellen in combinatie met standaard datasets voor geclassificeerde grondsoorten), waarbij gebruikers niet meer precies weten hoe het model werkt, maar wel de mogelijkheden en vooral de beperkingen dienen te kennen (o.a. via cursussen). Verder zouden er middelen kunnen worden ontwikkeld om gebruikers te waarschuwen wanneer de grenzen van het toepassingsgebied worden bereikt en om in te grijpen wanneer deze worden overschreden. Technisch is het mogelijk en het zal leiden tot snellere en vooral nauwkeuriger resultaten, maar wíllen we het ook?

Referenties: – Benz T. (2007). Small-strain stiffness of soils and its numerical consequences. PhD thesis. Stuttgart University. – Pestana J.M. & Whittle A.J. (1999). Formulation of a unified constitutive model for clays and sands. Int. J. Num. Anal. Meth. Geomech. 23, 1215-1243. Reacties op deze bijdrage kunnen tot 29 augustus 2008 naar de uitgever worden gestuurd of mail naar reactiegeotechniek@geonet.nl.

GEOtechniek – juli 2008

27


Reactie op een artikel in Geotechniek april 2008 ir R.S. Beurze ing. A. Feddema

BAM Infraconsult Deltares

Ingezonden

CUR-commissie H408 ‘Door grond horizontaal belaste palen’ Inleiding In Geotechniek no. 2 van april 2008 geven de auteurs ir. M.G.J.M. Peters en ing. R. Steenbrink in een interessant artikel getiteld ‘Berekening van door grond zijdelings belaste palen, conservatief of niet?', de resultaten en de analyse van met name de metingen gedaan in het kader van de aanleg van de Oosterheemlijn te Zoetermeer. Ze sluiten af met de conclusie dat het toch mogelijk moet zijn om een ontwerpmethode te ontwikkelen die het eerder heien van palen toestaat. Het is in dit kader goed om te weten dat er momenteel een CUR commissie H408 actief is die zich richt op het analyseren van door grond horizontaal belaste palen met als doel om te komen tot een ontwerprichtlijn in de loop van 2009. In dit artikel zal een kort overzicht worden gegeven van de doelstelling van de commissie, zullen de onderzochte cases worden aangegeven en zal er een eerste reactie worden gegeven op de bevindingen van de auteurs Peters en Steenbrink.

Achtergrond CUR-commissie Ophogingen bij aanleg van wegen en dijken resulteren bij slappe ondergrond niet alleen in grote zettingen in de tijd maar ook in grote horizontale vervormingen. Er is tot heden nog relatief weinig kennis van de horizontale vervormingen die gepaard gaan met de primaire en seculaire zettingen waardoor er veelal noodgedwongen een conservatieve benadering gekozen dient te worden bij het ontwerpen van op palen gefundeerde constructies Daar waar dit conservatisme achterwege blijft, kan dit leiden tot schade aan de constructie. Dit kan variëren van het ontoelaatbaar deformeren van de palen tot bijvoorbeeld het dichtdrukken van de voegen. Doordat er veelal geen ruchtbaarheid aan wordt gegeven, kan de indruk ontstaan dat het aantal schadegevallen beperkt is. In 2003 is een aantal Delft Cluster projecten gestart met als doel om de voorspelbaarheid van gronddeformaties te verbeteren, waaronder het deelproject ‘Door Grond Horizontaal Belaste Palen'. Om de aansluiting met de praktijk te optimaliseren is eind 2005 dit deelproject ondergebracht in de CUR-commissie H408 ‘Door Grond Horizontaal Belaste Palen’ waarin aannemers,

28

GEOtechniek – juli 2008

ingenieursbureaus, opdrachtgevers en onderzoeksinstellingen hun krachten hebben gebundeld om dit onderwerp verder te onderzoeken. Het onderzoek van de commissie is gericht op het – met een grotere mate van zekerheid dan nu het geval is – voorspellen van de horizontale vervormingen van de ondergrond en de hierdoor veroorzaakte vervormingen en krachten in een constructie. Vooral kennis van het tijdsafhankelijke gedrag – met name de kruip van de grond – ontbreekt op dit moment. Tevens is de grondconstructie interactie en de wijze van modelleren een onderwerp waar in de commissie veel aandacht aan wordt gegeven.

Werkzaamheden Naast een literatuuronderzoek naar bestaande methoden en proefresultaten ligt het accent op het analyseren van bestaande proefmetingen. Een aantal beschikbare veldmetingen en centrifugeproeven is binnen de commissie geanalyseerd waarbij bestaande en aangepaste rekenmethoden voor het voorspellen van de vervormingen en krachten in de ondergrond en constructies zijn getoetst aan de metingen. De onderzochte cases zijn de volgende: Cases met alleen gronddeformaties  No-resess proefterp HW1;  Betuweroute km 16.7;  HSL-Zuid ten zuide van de brug over de Moerdijk. Cases met zowel gronddeformaties als grondconstructie interactie  Centrifugeproef GeoDelft; gronddeformaties en bepaling van de buigende momenten van een stalen paal ingeklemd aan de kop.  CIAD-proef Europaboulevard; gronddeformaties en bepaling van de buigende momenten in de fundatiepalen in een keermuur (zie ter illustratie bijgevoegde figuren A en B).  De Brienenoord Corridor (Bricorproef); De gronddeformatie en deformaties van een stalen en prefab betonpaal met vrije paalkop t.g.v. de ophogingen bij de Brienenoord zijn geanalyseerd. Doorkijk naar resultaten DC/CUR-onderzoek Om een uitspraak te doen over de voorspelbaarheid van horizontale gronddeformaties en de grond-constructie interactie zijn voor de hierboven

Figuur A Doorsnede van de keermuur van de CIAD-proef Europaboulevard

genoemde cases analyses gemaakt met o.a. de volgende methoden:  Methode IJsseldijk-Loof  Methode Bourges en Mieussens  Plaxis berekeningen met verschillende grondmodellen (Soft Soil, Hardening Soil en Soft Soil Creep model)  Methode Begeman-de Leeuw  MPile. Uit de resultaten van deze cases blijkt dat de methode IJsseldijk-Loof zeker niet altijd tot conservatieve resultaten leidt. Bij de Bricor-case blijven de voorspelde horizontale deformaties sterk achter bij de metingen, ook als de elasticiteitsmodulus van de grond wordt afgeleid uit de zakbaakfits. Met de methode Bourges en Mieussens worden redelijke resultaten geboekt. Deze methode is completer dan de methode van IJsseldijk en Loof, omdat naast de stijfheid van de grond ook de stabiliteit van de terp wordt meegenomen. Wat betreft de Plaxis-modellen wordt de horizontale verplaatsing gedomineerd door de stabiliteit van de terp en de waarde voor de neutrale gronddrukcoëfficiënt K0nc. Aan deze laatste is ook de parameter M gekoppeld die de vorm van de cap bepaald evenals de verhouding tussen de horizontale en verticale grondverplaatsing. De K0nc en M wordt bepaald uit de hoek van inwendige wrijving ’ van de grond. Hierbij leidt een hoge waarde voor ’ tot relatief kleine horizontale gronddeformaties. Voor de cases BetuweRoute en Bricor is het effect van ’ op de berekeningsresultaten bestudeerd, waarbij de waarde van ’


Ingezonden

Figuur B Ter illustratie, een vergelijk van de berekende en gemeten buigende momenten in een fundatiepaal van de Europaboulevardcase

onder andere is bepaald uit celproeven, triaxiaalproeven en K0-CRS-proeven. Op basis van deze analyses wordt geprobeerd een uitspraak te doen over de beste methode voor het bepalen van de waarde voor K0nc om een betrouwbare voorspelling van de horizontale gronddeformaties te verkrijgen. Het probleem bij de beschikbare/geanalyseerde cases is dat de metingen meestal onvoldoende lang zijn doorgezet om ook iets te kunnen zeggen over de invloed van kruip van de grond. Dit wordt ook door de auteurs Peters en Steenbrink onderschreven. Alleen voor de Bricor-case zijn langeduurdeformatiemetingen beschikbaar aan de palen die in de teen van de ophoging zijn geplaatst. De stalen paal is in november 2007 opgezocht en opnieuw ingemeten; de prefab betonpaal is reeds in 1996 verwijderd. Helaas zijn hier echter geen langeduurdeformatiemetingen van de grond beschikbaar, zodat een koppeling

tussen grond- en paalgedrag lastig of niet te maken is. De auteurs dragen voor het langetermijngedrag van de grond de door Stewart uitgevoerde centrifugeproeven aan (figuur 10 van genoemd artikel in Geotechniek 2-2008). Het betreft hier echter alleen het consolidatiegedrag van de grond, omdat de gebruikte kaolin klei nauwelijks kruip vertoont. Vergelijking met de veldmetingen bij Skå-Edeby (figuur 11 van genoemd artikel in Geotechniek 2-2008) is lastig, omdat de terp na 10 jaar nog steeds aan het consolideren is. Bij de binnen de CUR-commissie geanalyseerde cases is de grond 1 jaar na ophogen bijna volledig uitgeconsolideerd. Wel blijkt uit de onderzochte cases ‘Bricor’ en ‘Centrifugeproef’ dat de verhouding tussen de maximale horizontale grondverplaatsing in de teen van de ophoging en de maximale zetting van de kruin van de terp ξ inderdaad op dezelfde wijze afneemt als bij Skå-Edeby,

maar dat de absolute waarden bij Bricor en Centrifugeproef hoger liggen. Naast de voorspelbaarheid van de horizontale gronddeformaties wordt binnen de CURcommissie ook aandacht besteed aan de paalgrond-interactie en de invloed van kruip en scheurvorming op het paalgedrag van een (prefab) betonpaal. Hieruit blijkt dat vooral het modelleren van de scheurvorming van het beton tot optimalisaties kan leiden. Indien scheurvorming optreedt, speelt het effect van de kruip van het beton nog maar een ondergeschikte rol. Naast het aspect van de paal-grond-interactie wordt door de auteurs terecht gewezen op het belang van de modellering van de inklemming van de paalkop. Op dit moment wordt er binnen de CUR-commissie bekeken op welke wijze de aansluiting van de paalkop op de constructie het beste kan worden gemodelleerd. Het eindrapport van de commissie zal dus zeker een uitspraak hierover doen.

Conclusie Er wordt door de commissie gestreefd naar een breed gedragen ontwerprichtlijn die een substantiële kwaliteitsverbetering geeft bij het voorspellen van de vervormingen en krachten in de constructies. De door de auteurs Peters en Steenbrink beschreven analyse zal zeker meegenomen worden in de werkzaamheden van de commissie. Het streven van de commissie is om in de loop van 2009 de ontwerprichtlijn gereed te hebben. 

Reactie op commentaar ir R.S. Beurze, BAM Infraconsult en ing. A. Feddema, Deltares: De verschillen tussen de op basis van klassieke lineaire modellen (o.a. IJsseldijk-Loof) voorspelde en gemeten grondverplaatsingen, die in het kader van de aanleg van de Oosterheemlijn te Zoetermeer zijn geconstateerd, zijn aanleiding geweest om het deformatiegedrag van de ondergrond nader te onderzoeken. In dit onderzoek zijn verschillende niet-lineaire modellen beschouwd in relatie tot de tijdens de uitvoering gemeten waarden gedurende de verschillende fasen vanaf het begintraject van belasten tot verderop in de consolidatie. Hierbij zijn interessante overeenkomsten aangetoond die uiteindelijk hebben geleid tot een eerdere vrijgave van het landhoofd dan in de ontwerpfase was voorspeld.

 Dat benadering met IJsseldijk-Loof per definitie tot conservatievere resultaten leidt is in dit artikel niet zozeer bedoeld; aangegeven is dat dergelijke eenvoudige methoden goed als eerste indicatie kunnen worden toegepast. De geconstateerde verschillen tussen theorie en praktijk betreffen hier specifiek de twee beschouwde projecten Oosterheemlijn Zoetermeer en Thorbeckerveld Gouda.  Genoemde lange-termijn proefresultaten worden in dit artikel ook niet gedefiniëerd als zijnde kruip. Beoogd wordt hier op het feit dat er sowieso nauwelijks resultaten over langere termijn

bekend zijn, waaronder dat van kruipgedrag.  Ook door de auteurs wordt onderschreven dat het nog maar de vraag is of kruipgedrag van beton enige bijdrage kan leveren. Het artikel heeft tot doel gehad om de kennisleemte over door grond zijdelings belaste palen naar voren te halen. De auteurs onderschrijven daarmee ook de behoefte naar een duidelijke en breed gedragen ontwerprichtlijn en zijn daarbij uiteraard geïnteresseerd naar de verdere werkzaamheden en constateringen van de CUR-commissie H408. ir. M.G.J.M. Peters

GEOtechniek – juli 2008

29


S. Kapinga E. Calle M. van der Meer

voorheen Fugro Ingenieursbureau b.v., nu Waterschap Rivierenland Deltares en TU Delft Fugro Ingenieursbureau b.v. en TU Delft

Samenvatting

Nieuwe veiligheidsfactoren voor dijken in de Leidraad Rivieren In de vorig jaar uitgekomen ENW*-Leidraad Rivieren, met de bijbehorende Technische Rapporten [1], is een nieuw stelsel van partiële veiligheidsfactoren geïntroduceerd voor de taludstabiliteit van (rivier)dijken. Deze leidraad vervangt de oude TAW**-Leidraad voor het Ontwerpen van Rivierdijken, deel 1 uit 1985 (voor het bovenriviergebied, LOR1 [4] en deel 2 uit 1989 (voor het benedenriviergebied, LOR2 [5]. De nieuwe veiligheidsfactoren zijn gepresenteerd in een Addendum bij het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies (TRWG) [6]. Dit artikel gaat in op de achtergronden en keuzes die gemaakt zijn bij de afleiding van deze factoren. Meer informatie is opgenomen in het nog uit te brengen ‘Achtergrondrapport materiaalfactoren rivierdijken’[3].

Waarom nieuwe materiaalfactoren? Een historische terugblik Bij het opstellen van de oude leidraad, midden en eind tachtiger jaren van de vorige eeuw, is

het destijds in opkomst zijnde concept van partiële veiligheidsfactoren voor de controle van stabiliteit van het binnentalud van dijken geïntroduceerd. Voor wat betreft het grondmechanisch ontwerpen van dijken zou de leidraad consistente richtlijnen moeten bevatten voor de verschillende rivierregimes. Een belangrijke (door beleidsmatige motieven ingegeven) voorwaarde was echter dat nieuwe richtlijnen niet tot trendbreuk zouden mogen leiden ten opzichte van de tot dan toe heersende ontwerppraktijk, waarin gerekend werd met overall veiligheidsfactoren. Een complicatie was dat de heersende ontwerppraktijk niet eenduidig was. Nog afgezien van vrije keuzes van de ontwerpers was er een structureel verschil ontstaan tussen de praktijk in het bovenrivierengebied, met relatief stevige ondergrond, en in het benedenrivierengebied met doorgaans een slappe ondergrond. Ook werd geadviseerd op basis van verschillende

In de vorig jaar uitgekomen ENW-Leidraad Rivieren, met de bijbehorende Technische Rapporten is een nieuw stelsel van partiële veiligheidsfactoren geïntroduceerd voor de stabiliteit van het binnentalud van (rivier)dijken. De nieuwe veiligheidsfactoren zijn te vinden in het Addendum bij het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies (TRWG). Deze veiligheidsfactoren, bestaande uit materiaalfactoren, een schematiseringsfactor en schadefactoren, vervangen de materiaalen schadefactoren in de Leidraad Ontwerpen Rivierdijken, deel 1 en 2. Het systeem van partiële veiligheidsfactoren is ontwikkeld vanuit het adagium ‘geen ongewenste trendbreuk’. De uitbreiding van het stelsel van partiële veiligheidsfactoren met een schematiseringsfactor is bedoeld om onzekerheden in de schematisering die samenhangen met de bodemopbouw en waterspanningen expliciet in rekening te brengen.

proeven om de schuifsterkte van grond te meten: de celproef in het westen van het land en de triaxiaalproef elders. De gemeten waarden van de schuifsterkte met de celproef kunnen (aanzienlijk) kleiner zijn dan die met de triaxiaalproef en mede daardoor was de ontwerpbenadering in het benedenrivierengebied conservatiever dan in het bovenrivierengebied. In de tijd dat de leidraad ([4] en [5]) werd opgesteld, werden de verschillen tussen beide proeftypen kleiner ingeschat dan nu. Bovendien bestond over dit verschil destijds weinig consensus. De opstellers van de leidraad moesten dus schipperen. Enerzijds wilde men een leidraad die ‘uniform’, of althans consistent van opzet, was voor het boven- en het benedenrivieren gebied, ongeacht de wijze waarop schuifsterkte gemeten wordt. Anderzijds moest trendbreuk in het ontwerp voor beide gebieden vermeden worden. Dit resulteerde in aan te houden materiaalfactoren die voor schuifsterktes op basis van celproeven kleiner zijn dan voor schuifsterktes op basis van triaxiaalproeven. Daar is op zich niks mis mee, deze proeven geven immers verschillen in gemeten schuifsterkte. Echter, de verschillen in materiaalfactoren waren ook in belangrijke mate ingegeven door de eis om trendbreuk te vermijden. Dit leidde ertoe dat de verschillen in voorgeschreven materiaalfactoren voor ‘celproef-schuifsterkte’ en voor

30

GEOtechniek – juli 2008


‘triaxiaalproef-schuifsterkte’ kleiner waren dan op grond van de werkelijke verschillen in proefuitkomsten zou mogen worden verwacht. Dit bleek ook toen naar aanleiding van het afschaffen van de celproef als uitgangspunt voor advisering, een grote serie vergelijkende proeven is uitgevoerd. Waar de materiaalfactoren in de leidraad suggereren dat die verschillen in de orde van 10 tot 15 procent liggen (afhankelijk van het rekniveau bij de triaxiaalproeven), gaf dit onderzoek aan dat de werkelijke verschillen eerder in de orde van 20 tot 40 procent liggen bij een axiaal rekniveau in de triaxiaalproeven van 2 tot 5 procent. De verschillen zijn nog veel groter als piekwaarden van de schuifsterkte in de triaxiaalproeven worden gehanteerd. In het TRWG [2] is deze ongerijmdheid in kaart gebracht als ‘grijs gebied’, maar niet nader geduid. Een nadere duiding werd in het vooruitzicht gesteld bij een volgende update van de ontwerp leidraad. Daarom is naar aanleiding van het opstellen van de nieuwe Leidraad Rivieren deze kwestie nader onderzocht. Verschillende typen onzekerheden en onzekerheidsafdekkingen in één veiligheidsformat Bij het schematiseren voor berekeningen van taludstabiliteit spelen verschillende typen onzekerheden een rol. Zo'n berekening gaat altijd uit van een bepaalde opbouw van de gelaagdheid van de ondergrond, de water(over)spanningen en de grondeigenschappen (o.a. volumegewichten en schuifsterkte parameters) binnen de grondlagen. Geen van alle zijn 100 procent bekende grootheden. Bij het schematiseren moeten dus keuzes gemaakt worden. En omdat we een veilig talud willen, dus met slechts een kleine kans op afschuiven wanneer de dijk een hoge waterstand moet keren, zullen al die keuzes aan de veilige (conservatieve) kant moeten zijn. Het analytisch beredeneren van verantwoorde keuzes, zonder te veel ‘veiligheid op veiligheid’ te stapelen, kan alleen met behulp van integrale kwantitatieve faalkansanalyses. Die zijn echter pas de laatste decennia enigszins in zicht gekomen. Vroeger, en voor een groot deel ook nu nog, is het veilig (maar niet te veilig) schematiseren een kwestie van ingenieursgevoel en (overgedragen) ervaring. Niettemin is er een ontwikkeling, waarbij delen van het totale proces van schematiseren op basis van ‘engineering judgement’ stapje voor stapje worden vervangen door, of beter gezegd, aangevuld met, probabilistisch/

statistisch beredeneerde procedures. In het tijdperk vóór de oude leidraad [4] en [5] werd gewerkt met niet expliciet omschreven regels om te schematiseren. We zouden die het beste kunnen karakteriseren als ‘enigszins veilige ‘best guess’ schematiseringen’. Criterium voor voldoende standzekerheid van het talud was dat de berekende stabiliteitsfactor bij deze schematisering groter moest zijn dan 1,3 bij gebruik van celproeven en 1,5 bij gebruik van triaxiaalproeven (bij een rekniveau van 2 à 5 procent). Deze benadering wordt ook wel aangeduid als de overall veiligheidsfactor benadering. De werkwijze wordt overigens, zowel in de nationale zowel als internationale regelgeving, nog steeds als technisch wetenschappelijk acceptabel gezien. Bij het opstellen van leidraad deel 1 en deel 2 ([4] en [5]) is de keuze gemaakt om over te stappen op het systeem van partiële veiligheidsfactoren, het zogenaamde Load and Resistance Factor Design (LRFD) concept, dat later ook in de geotechnische norm (NEN 6740) en in de Eurocode 7 is geadopteerd. Aan de sterktekant is de uitwerking van het LRFD concept beperkt gebleven tot partiële veiligheidsfactoren voor de schuifsterkte(parameters) van grond. De schematisering van onzekerheden in de ondergrondopbouw en de water(over)spanningen kwam hierbij niet expliciet in beeld. Door de partiële veiligheidsfactoren voor de schuifsterkte te ijken aan de ‘vroegere’ overall veiligheidsfactor benadering, werd impliciet de afdekking in de onzekerheid voor bodemopbouw en waterspanningen min of meer ‘meegenomen’ in de partiële veiligheidsfactoren voor de schuifsterkte. Bij de nieuwe Leidraad Rivieren [1] zijn we een stap verder gegaan in de uitwerking van het LRFD concept. De partiële veiligheidsfactoren voor de schuifsterkte dekken nu uitsluitend de onzekerheid van deze grondeigenschap af. De onzekerheid in schematisering van de ondergrondopbouw en de water(over)spanningen wordt afgedekt door een nieuwe partiële veiligheidsfactor, namelijk de schematiseringsfactor. Ook hierbij is er uiteraard weer voor gewaakt dat dit gemiddeld niet tot ongewenste trendbreuk zou leiden. Als veilige waarde is nu in de Leidraad Rivieren een schematiseringsfactor van 1,3 voorgeschreven. Het voordeel van een aparte schematiseringsfactor is dat een doordachte en op goede informatie berustende schematisering van de ondergrondopbouw en de water(over)spanningen als het ware beloond

kan worden door aanzienlijke reductie van deze schematiseringsfactor. Handreikingen voor zo'n reductie bestaan al wel, maar zijn nog tamelijk abstract; in het achtergrondrapport [3] wordt hier nader op in gegaan. In de komende tijd zal worden gewerkt aan meer concrete recepten op basis waarvan de schematiseringsfactor kan worden gekozen. Tot die tijd wordt door de Helpdesk Waterkeren de benodigde technischspecialistische ondersteuning geboden. Opgemerkt wordt dat de nieuwe materiaal-, schade- en schematisatiefactoren bij elkaar horen en dus niet los van elkaar gebruikt kunnen worden.

Materiaalfactoren als functie van het betrouwbaarheidsniveau Bij de afleiding van de materiaalfactoren is er voor gekozen om vanuit de theoretische onderbouwing materiaalfactoren af te leiden. Materiaalfactoren zijn partiële veiligheidsfactoren. Het begrip partiële veiligheidsfactor komt uit de wereld van de semi-probabilistische ontwerpberekeningsmethoden, de zogenaamde niveau 1 benadering. Materiaalfactoren dienen om onzekerheden in de (schuif)sterkte eigenschappen van het materiaal af te dekken. In algemene vorm geldt: (1a) wanneer uitgegaan wordt van een normaal verdeelde sterkte en (1b) wanneer uitgegaan wordt van een lognormaal verdeelde sterkte. Uit de formules (1a) en (1b) blijkt dat materiaalfactoren afhankelijk zijn van een invloedscoëfficiënt α R, de variatiecoëfficiënt VR van de sterkte en een vereiste betrouwbaarheidsindex β vereist. In het binnenkort te verschijnen ‘Achtergrondrapport materiaalfactoren rivierdijken’ [3] worden onder andere de keuzes beschreven die bij de afleiding van de materiaalfactoren een rol hebben gespeeld. In dit artikel beperken we ons tot de betrouwbaarheidsindex β die afhangt van de vereiste betrouwbaarheid van het beschouwde dwarsprofiel. Over de uitgangspunten om de vereiste betrouwbaarheid op dijkvakniveau (β) vast te stellen was en is enige (beleidsmatige) discussie. Met name gaat het om de keuze voor een dijkvak- of dijkringbenadering (inclusief lengteeffecten). Om de voortgang van het project niet

GEOtechniek – juli 2008

31


Bèta (1/jaar)

3,75

4,00

4,25

4,50

4,75

5,00

5,25

Variatie-coëfficiënt (puntwaarden)

Klei cohesie (c')

0,45

1,21

1,26

1,31

1,37

1,43

1,49

1,55

inw. wrijving (tan ϕ')

0,20

1,18

1,21

1,24

1,27

1,30

1,33

1,37

Veen cohesie (c')

0,80

1,39

1,49

1,60

1,72

1,84

1,98

2,12

inw. wrijving (tan ϕ')

0,25

1,23

1,27

1,31

1,35

1,39

1,43

1,47

Klei lage variatiecoëfficiënt cohesie (c')

0,275

1,12

1,15

1,18

1,21

1,25

1,28

1,31

inw. wrijving (tan ϕ')

0,15

1,13

1,15

1,18

1,20

1,22

1,24

1,26

Zand cohesie (c')

-

inw. wrijving (tan ϕ')

-

-

-

-

-

-

-

0,15

1,16

1,19

1,21

1,23

1,26

1,28

1,31

Tabel 1 Materiaalfactoren als functie van de vereiste betrouwbaarheid β

hierdoor te laten vertragen is ervoor gekozen de materiaalfactoren te koppelen aan een range van β-waarden, in plaats van dijkringgebiedskenmerken. Het staat dan de gebruiker vrij om voor een specifiek geval de benodigde betrouwbaarheidindex te bepalen, rekening houdende met mogelijke beleidsmatige gevoeligheden. Op basis van de Leidraad voor het Ontwerpen van Rivierdijken - deel 2 Benedenrivierengebied (LOR2 [5]) kan een schatting worden gemaakt van de range van betrouwbaarheden voor de stabiliteit van het binnentalud. Volgens deze leidraad ligt de vereiste betrouwbaarheid op dijkvakniveau in de range van β = 3,8 tot 5,2. De materiaalfactoren voor deze range zijn weergegeven in tabel 1. De materiaalfactoren in tabel 1 worden toegepast op karakteristieke (5% ondergrens-) schattingen van de cohesie (c') en van de tangens van de hoek van inwendige wrijving (tan ϕ'). Bij het bepalen van deze karakteristieke schattingen uit locaal of regionaal grondonderzoek moet, waar relevant, met de statistische onderlinge afhankelijkheid (correlatie) van deze parameters rekening worden gehouden (waarnemingen van c’ en tan ϕ’ worden immers bepaald uit één en dezelfde set van (triaxiaal)proeven. Voor afwijkende variatiecoëfficiënten kunnen ‘maatwerk’ materiaalfactoren worden afgeleid op basis van receptuur in het achtergrondrapport [3].

32

GEOtechniek – juli 2008

Eén set materiaalfactoren en beta-afhankelijke schadefactoren De bèta-afhankelijke materiaalfactoren zoals weergegeven in tabel 1, zijn in het Addendum bij het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies [6] vervangen door één set materiaalfactoren behorende bij een betrouwbaarheidsindex β = 4,00 en bèta-afhankelijke correctiefactoren, de schadefactoren. Dit betekent dat de schadefactor geen partiële veiligheidsfactor is maar een correctiefactor die onlosmakelijk verbonden is met de bijbehorende set materiaalfactoren. De keuze om de bèta-afhankelijke materiaalfactoren te vervangen door een set bèta-onafhankelijke materiaalfactoren en bèta-afhankelijke schadefactoren komt voort uit de behoefte om aan te sluiten bij de vigerende praktijk. Er zijn geen goede redenen om dit spoor te verlaten. Aansluiten bij de vigerende praktijk biedt logica voor de gebruiker: de materiaalfactoren hangen uitsluitend af van het materiaal en niet van het type waterkering en het beschermde gebied. Bovendien is het voor de adviespraktijk erg praktisch: het volstaat om bij de beoordeling van de stabiliteit één som te maken. De vereiste betrouwbaarheid op dijkvakniveau wordt verwerkt in een differentiatie van de schadefactor. Bij de afleiding van de schadefactor als functie van het vereiste betrouwbaarheidsniveau op dijkvakniveau is aansluiting gezocht bij LOR2 [5]. De schadefactor is bepaald door de schade-

factor volgens de LOR2 te delen door de schadefactor volgens LOR2 bij een betrouwbaarheidsindex β = 4,00. Formule (5.3.8) uit het Addendum bij het TRWG [6] is een linearisatie van dit schadefactorverloop. Strikt genomen is deze werkwijze onjuist omdat het verloop van de schadefactor een afgeleide zou moeten zijn van het verloop van de bètaafhankelijke materiaalfactoren. Mede op basis van verschillende cases [3] is geconcludeerd dat het schadefactorverloop uit de LOR2 goed aansluit bij het werkelijke schadefactorverloop op basis van de bèta-afhankelijke materiaalfactoren. Bovendien was het aantal onderzochte cases (5 in totaal) te beperkt om onderbouwd een verbeterd verloop van de correctiefactor vast te stellen. De oplettende lezer ontdekt nu dat als de correctiefactoren een afgeleide zijn van de bèta-afhankelijke materiaalfactoren deze correctiefactoren kunnen wijzigen indien de grootte van de bèta-afhankelijke materiaalfactoren wijzigt. Opmerkelijk is het dan dat de correctiefactoren voor c’ en ϕ’ en ook voor een grote en kleine spreiding hetzelfde zijn. Dit is het gevolg van het feit dat bij de afleiding van de correctiefactoren gebruik is gemaakt van integrale cases uit de praktijk, waar bepaalde combinaties van c’ en ϕ’ en spreidingen in opgenomen zijn. De theoretische noodzaak van verschillende sets van correctiefactoren is dus ondervangen door de cases zo te kiezen dat deze een groot deel van het areaal van (rivier)dijken omvatten [3]. Zoals eerder genoemd is in het Addendum bij het TRWG [6] één set materiaalfactoren gegeven behorende bij een betrouwbaarheidsindex β = 4,00. Gemakshalve wordt dit verder het basis betrouwbaarheidsniveau genoemd. Ten opzichte van de materiaalfactoren uit LOR1 en LOR 2 is het basis betrouwbaarheidsniveau zo gekozen dat het aansluit bij de betrouwbaarheidsniveaus van overige normen en richtlijnen. Het basis betrouwbaarheidsniveau komt overeen met β N = 3,4 (referentieperiode N=50 jaar). Dit is ongeveer gelijk aan veiligheidsklasse 2 in NEN6700 en CUR 166, alsmede Reliability Class 1 van de Eurocode [8].

Lognormale verdelingen Bij de afleiding van de nieuwe set materiaalfactoren is gebruik gemaakt van de lognormale kansverdeling. Bij gebruik van de normale verdeling en een situatie met grote relatieve spreidingen bestaat de kans dat de berekende karakteristieke waarde negatief wordt, zie


Nieuwe veiligheidsfactoren voor dijken in de Leidraad Rivieren

figuur 2. De lognormale verdeling biedt in dit geval uitkomst. Bovendien sluit de lognormale verdeling, zeker bij grote relatieve spreidingen (variatiecoëfficiënten), aantoonbaar beter aan bij de werkelijke kansverdeling van schuifsterkteparameters [3]. Bij kleine relatieve spreidingen zijn de verschillen tussen benaderingen met normale en lognormale verdeling klein. Indien de partiële veiligheidsfactoren worden gebaseerd op een lognormale verdeling van de grondparameters is het consistent om ook de karakteristieke schattingen op een lognormale kansverdeling te baseren. Dit zou kunnen betekenen dat de momenteel in gebruik zijnde proevenverzamelingen moeten worden omgevormd naar ‘lognormaal'. Zoals in ‘Statistiek bij regionale proevenverzamelingen, toepassingen’ [7] is beschreven zijn de berekende karakteristieke waarden bij gebruik van een lognormale kansverdeling tenminste gelijk of groter dan de karakteristieke waarden behorende bij een normale verdeling. Zolang een ‘normale’ proevenverzameling, bij de toetsingen volgens het VTV, leidt tot goedkeuren is er niets aan de hand. Pas wanneer dit leidt tot de score ‘onvoldoende’ bij een gedetailleerde toetsing, is het zaak om nieuwe karakteristieke waarden te berekenen aan de hand van een lognormale verdeling. In zo’n situatie is er uiteraard ook voldoende urgentie.

τ

Figuur 2

σ’

Voorbeeld: een dijk in het benedenrivierengebied Met het afleiden van een nieuwe set partiële veiligheidsfactoren (materiaal-, schade-, en schematiseringsfactor) rijst de vraag wat het effect zou kunnen zijn op de dagelijkse ontwerp- en adviespraktijk. Aan de hand van een voorbeeld zal mogelijke trendbreuk effecten worden verkend. In het achtergrondrapport Materiaalfactoren rivierdijken [3] worden meer cases behandeld. Het voorbeeld betreft een dijk in het benedenrivierengebied, zie figuur 3. De karakteristieke waarden voor de schuifsterkteparameters zijn ontleend aan een bestaande proevenverzameling voor dit gebied. De stabiliteitsberekeningen zijn uitgevoerd met de Bishop-methode in MStab en effectieve spanningsanalyse (c'- ϕ’ model). De berekening met rekenwaarden, conform de LOR2, levert een stabiliteitsfactor van 1,21. De resultaten van de overige berekeningen zijn samengevat in figuur 4. Met een schadefactor 1,07 wordt het betrouwbaarheidsniveau gecorrigeerd naar β = 4,00, de

Figuur 3 Maatgevende glijcirkel van een dijk in het benedenrivierengebied.

Berekening LOR2 met schadefactor 1.07 (β = 4,00) Schadefactorverloop LOR2 Basissommateriaalfactoren Addendum TRWG Schadefactorverloop Addendum TRWG Berekeningen met onafgeronde materiaalfactoren

Figuur 4 Berekeningsresultaten case Benedenrivierengebied.

GEOtechniek – juli 2008

33


Figuur 5 Grafische voorstelling van het veronderstelde ‘grijze gebied’ in het TRWG.

stabiliteitsfactor is dan Fmin = 1,21/1,07 = 1,13. Dit is het blauwe vierkantje in de figuur. De blauwe lijn geeft het verloop van de stabiliteitsfactor weer als de schadefactoren worden gehanteerd conform LOR2. Indien de materiaalfactoren uit het Addendum bij het TRWG worden gebruikt, wordt in dit specifieke geval een 7% hogere stabiliteitsfactor gevonden. Dit beeld komt bij de overige cases overigens ook terug. De afwijking tussen het gelineariseerde schadefactor verloop (groene lijn) en het ‘werkelijke’ schadefactorverloop (rode lijn, gebaseerd op de onafgeronde materiaalfactoren in tabel 1) is klein. De rode lijn loopt evenwijdig met het schadefactorverloop van LOR2 (blauwe lijn), dit betekent dat het schadefactorverloop in het Addendum [6] niet afwijkt van het oude schadefactorverloop uit de LOR2 [5]. De berekeningen zijn alle uitgevoerd met karakteristieke waarden uit de proevenverzameling. Deze zijn gebaseerd op de aanname van normaliteit. Zouden we voor de berekeningen met de nieuwe materiaal- en schadefactoren de karakteristieke waarden hebben herberekend op basis van de aanname van lognormaliteit, dan zouden de rode en groene lijn iets naar boven verschuiven. Dus in werkelijkheid zijn de nieuwe uitkomsten nog iets gunstiger. Het combineren van de nieuwe materiaal- en schadefactoren met ‘oude’ karakteristieke waarden is een veilige

34

GEOtechniek – juli 2008

benadering, die zonodig nog iets geoptimaliseerd kan worden.

Het grijze gebied In het TRWG [2] is een ‘grijs gebied’ genoemd, enerzijds begrensd door de vroegere werkwijze met celproefresultaten en anderzijds door de werkwijze met triaxiaalproefresultaten bij bezwijken. Dit verschil tussen celproeven en triaxiaalproeven is maximaal indien de bezwijkschuifsterkte parameters van de triaxiaalproef worden gebruikt. Indien de schuifsterkteparameters zijn bepaald bij een kleinere vervorming, zal dit verschil kleiner zijn. Wat is nu het effect van de nieuwe materiaalfactoren die zijn gepresenteerd in het Addendum? Zal voldaan worden aan het uitgangspunt dat de set partiële veiligheidsfactoren in het Addendum binnen een verondersteld ‘grijs gebied’ passen? In figuur 5 is een schatting gemaakt van het grijze gebied op basis van de hierboven beschreven case in het benedenrivierengebied. De grootte van het grijze gebied is bepaald met als uitgangspunt dat een stabiliteitsberekening op basis van een celproef een 30% lager resultaat geeft dan dezelfde berekening op basis van de triaxiaalproef. Overigens is dit percentage een arbitraire keuze op basis van het onderzoek naar ‘fitfactoren'. Figuur 4 en 5 laten zien dat een berekening met de materiaalfactoren volgens het Addendum een grotere stabiliteitsfactor oplevert dan een

berekening met de materiaalfactoren uit LOR2. Binnen het stelsel van partiële factoren is de veiligheidsbeschouwing echter nog niet compleet, de schematiseringsfactor ontbreekt. Met de schematiseringsfactor verschuift de lijn binnen het grijze gebied. Met een schematiseringsfactor van 1,1 komt de uitkomst van deze case zelfs dicht bij de veiligheidsbeschouwing volgens de ‘oude’ Leidraad LOR2 [5]. De schematiseringsfactor wordt vooralsnog op 1,3 gesteld. Onder voorwaarden is het mogelijk om de schematiseringsfactor te reduceren naar 1,1. Deze reductie is onder meer afhankelijk van de intensiteit van het grondonderzoek, de complexiteit van de ondergrond en de ‘gevoeligheid’ van de som.

Mogelijkheden tot aanscherping De set materiaal-, schade en schematiseringsfactoren zijn afgeleid om toepasbaar te zijn voor het areaal aan rivierdijken in Nederland. Dit impliceert dat voor specifieke (ontwerp)gevallen een mogelijkheid bestaat tot aanscherping van deze set. Ten eerste is het logisch om bij het ontwerp te rekenen met de lognormale verdeling. Indien de spreidingen van de beschikbare proevenverzameling significant lager zijn dan de variatiecoëfficiënten genoemd in tabel 1, is het zinvol om aangescherpte materiaalfactoren af te leiden.


Nieuwe veiligheidsfactoren voor dijken in de Leidraad Rivieren

Door aanvullend onderzoek of gevoeligheidsberekeningen kan men meer vertrouwen verkrijgen in de gehanteerde schematisering van het bodemprofiel en waterspanningen. Indien de indruk bestaat dat de gehanteerde schematisering voldoende veilig is voor de variatie in de bodemopbouw en waterspanningen, kan, onder voorwaarden, een gereduceerde schematiseringsfactor worden gebruikt. Hierbij dient te worden aangetoond dat de kans afwijkingen ten opzichte van de gehanteerde schematisatie voldoende klein is. Opgemerkt wordt dat een stappenplan tot aanscherping van de schematiseringsfactor nog zal worden ontwikkeld. Tot die tijd wordt door de Helpdesk Waterkeren de benodigde technisch-specialistische ondersteuning geboden.

Conclusies Met het uitbrengen van het Addendum bij het TRWG zijn nieuwe partiële veiligheidsfactoren beschikbaar gekomen voor het ontwerpen van rivierdijken. Deze veiligheidsfactoren, bestaande uit materiaalfactoren, een schematiseringsfactor en schadefactoren, vervangen de materiaalen schadefactoren in de Leidraad Ontwerpen Rivierdijken, deel 1 en 2. Het systeem van partiële veiligheidsfactoren is ontwikkeld vanuit het adagium ‘geen ongewenste trendbreuk’. Bij het gebruik van de partiële veiligheidsfactoren in het Addendum zijn de volgende punten van belang:  De set materiaalfactoren is afgeleid voor grondeigenschappen uit triaxiaalproefresultaten bij 2 à 5% vervorming. Deze materiaalfactoren dekken, met een veilige marge, de onzekerheden die horen bij de variatie in sterkte eigenschappen van het materiaal.  De materiaalfactoren zijn afgeleid bij een betrouwbaarheidsniveau van β = 4,00. Andere betrouwbaarheidsniveaus worden bereikt door differentiatie in de eis van de stabiliteitsfactor. Dit komt tot uiting in de schadefactor.  De set materiaalfactoren is gemiddeld consistent met de nieuwe Eurocode. Net zoals deze set maakt de Eurocode onderscheid naar het betrouwbaarheidsniveau β, maar er is (nog) geen differentiatie naar grondsoort.

grotere variatie in sterkte eigenschappen van veen. Gemiddeld zijn de ‘nieuwe’ materiaalfactoren circa 5% lager dan de materiaalfactoren uit LOR1 en LOR2.  De set materiaalfactoren maakt geen onderscheid tussen spanningsonafhankelijke en spanningsafhankelijke benadering, zoals die in LOR2 wel werd benoemd. De materiaalfactoren gelden bij het gebruik van het bezwijkcriterium volgens het Mohr-Coulomb model (c’ - ϕ’ model).  Het stelsel van partiële veiligheidsfactoren is uitgebreid met een schematiseringsfactor om onzekerheden in de schematisering die samenhangen met de bodemopbouw en waterspanningen expliciet in rekening te brengen. De schematiseringsfactor wordt vooralsnog op 1,3 gesteld. Onder voorwaarden is het mogelijk om de schematiseringsfactor te reduceren. Hierbij kan door de Helpdesk Waterkeren de benodigde technisch-specialistische ondersteuning worden geboden.  De nieuwe materiaalfactoren mogen gecombineerd worden met karakteristieke waarden uit proevenverzameling die nog gebaseerd zijn op de aanname van normaliteit. Zonodig is enige optimalisatie mogelijk door deze karakteristieke waarden te herberekenen op basis van lognormaliteit.  * ENW is het Expertise Netwerk Waterveiligheid, dat in juni 2006 is opgericht, als opvolger van de TAW. ** TAW was de Technische Adviescommissie Waterkeren, opgeheven in juni 2006. Reacties op dit artikel kunnen tot 29 augustus 2008 naar de uitgever worden gestuurd.

Literatuur [1] Leidraad Rivieren, april 2007, Expertise Netwerk Waterveiligheid, Delft. Bij deze leidraad horen de volgende ENWTechnische Rapporten: Technisch Rapport Ontwerpbelastingen, Technisch Rapport Ruimtelijke Kwaliteit en Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies. De laatste was al in 2001 uitgebracht en in 2007, i.h.k.v. de nieuwe leidraad, voorzien van een Addendum. Zie www.enwinfo.nl [2] Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies, Geotechnische aspecten van dijken, dammen en boezemkaden, Technische Adviescommissie voor de Waterkeringen, juni 2001. [3] Achtergrondrapport Materiaalfactoren Rivierdijken, Achtergronden bij materiaalfactoren uit het Addendum bij het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies, Rijkswaterstaat, nog uit te brengen. [4] Leidraad voor het ontwerpen van rivierdijken, deel 1 - Bovenrivierengebied, Technische Adviescommissie voor de Waterkeringen, ‘s Gravenhage, september 1985. [5] Leidraad voor het ontwerpen van rivierdijken, deel 2 - Benedenrivierengebied, Technische Adviescommissie voor de Waterkeringen, ‘s Gravenhage, september 1989. [6] Addendum bij het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies, Ministerie van Verkeer en Waterstaat en Expertisecentrum Netwerk Waterkeren, juli 2007. [7] Statistiek bij Regionale Proevenverzamelingen, toepassingen, E.O.F. Calle, Geotechniek, januari 2008. [8] Eurocode 7: Geotechnisch Ontwerp (deel 1) en Nationale Bijlage. NEN-EN 1997-1:2005 en NB:2006 Ontw. En. Uitgave NEN.ICS codes 91.080.01 en 93.020.

 Ten opzichte van de oude Leidraad Ontwerpen Rivierdijken (LOR1 en LOR2) is de differentiatie tussen de materiaalfactoren voor klei en veen groter. Dit volgt uit de

GEOtechniek – juli 2008

35


A. Kooistra, J. Oudhof & M.W. Kempers Ballast Nedam Infra Consult + Engineering

Samenvatting

Heivermoeiing van paalfunderingen bij offshore windpark Egmond aan Zee

Voor de kust van Egmond is een windmolenpark gebouwd van 36 turbines. De fundering van ieder van deze turbines bestaat uit een stalen paal die 30 meter de zeebodem is ingeheid. De belasting op deze palen is voornamelijk de dynamische belasting ten gevolge van wind, golven en stroom. Deze belasting is sterk variabel en daarom speelt een vermoeiingsanalyse een belangrijke rol in het ontwerp. Vermoeiing ten gevolge van het heiproces blijkt daarbij een niet onaanzienlijke rol te spelen. Deze vermoeiing is berekend aan de hand van een dynamische analyse gebaseerd op de drukgolfvoortplanting in de paal. De schade ten gevolge van het heien blijkt 13% van de totale vermoeiingsschade te bedragen.

In combinatie met Vestas heeft Ballast Nedam het eerste offshore windmolenpark van Nederland gebouwd. Elke turbine is gefundeerd op een open stalen buispaal met een diameter van 4,6 m welke ongeveer 30 m in de grond is geheid. De maatgevende belastingen zijn voornamelijk horizontale belastingen, veroorzaakt door wind, golven en stroming. Deze belastingen zijn zeer variabel, daarom maakte een vermoeiingsanalyse, inclusief heivermoeiing, een belangrijk onderdeel uit van het ontwerp. Ballast Nedam Infra Consult + Engineering, het ingenieurs-

Figuur 1 Windturbine.

36

GEOtechniek – juli 2008

bureau van Ballast Nedam, heeft het ontwerp voor de paalfunderingen uitgevoerd. Onderdeel van dit ontwerp is een analyse van de heivermoeiing gebaseerd op de ‘stress wave’ theorie. In dit artikel wordt beschreven hoe deze heivermoeiing in het ontwerp is bepaald. Tijdens installatie zijn de optredende spanningen in de paal gemeten, op basis hiervan is door middel van een back-analysis de werkelijke heivermoeiing bepaald. Deze wordt ook in dit artikel beschreven.

Offshore funderingen Het offshore windmolenpark bestaat uit 36 turbines, 10 tot 18 km uit de kust bij Egmond aan Zee. Eerst is een filterlaag aangebracht om te voorkomen dat het zand op de bodem erodeert rond de palen als gevolg van stroming. Daarna zijn de palen geheid. Op deze palen zijn de overgangsstukken gemonteerd met behulp van een groutverbinding. Op deze overgangsstukken zijn de turbines geplaatst. De turbines en masten zijn op land geassembleerd en klaargemaakt voor transport en installatie offshore.


Vervolgens zijn de kabels gelegd en is een tweede erosiebestendige laag rond de palen aangebracht. Een voorbeeld van de offshore wind turbine is te zien in figuur 1. Er is op locatie onderzoek gedaan naar wind-, golf- en stromingsomstandigheden en de waterdiepte ter plaatse van de windmolens is gemeten. Tevens is een uitgebreid grondonderzoek uitgevoerd bestaande uit een geofysisch onderzoek, boringen en een sondering op de plaats van iedere windmolen. Daarnaast is laboratoriumonderzoek uitgevoerd.

Figuur 2 S-N curve.

De waterdiepte ter plaatse van de windmolens varieert van 16 tot 22 m. De diameter van de palen is 4,6 m en de wanddikte varieert van 45 tot 60 mm. De gehele funderingspaal heeft een gewicht van maximaal 270 ton. De palen worden ongeveer 30 m de grond in geheid met een hydraulische IHC S1200 hamer. De grond bestaat voornamelijk uit matig vast tot vastgepakt zand. Plaatselijk bestaat de toplaag uit losgepakt zand met silt- en kleilagen.

Vermoeiingsanalyse De fundering van de windmolens moet de wind-, golf- en stromingsbelasting kunnen opnemen tijdens de geplande levensduur van 20 jaar. Van de gehele constructie is een model gemaakt met behulp van twee computerprogramma’s; Flex5 en een paal-grond interactie model. Flex5 is een tijddomein windmolen model waarin de turbinebewegingen en de volledige nietlineaire belastingen en reacties worden gesimuleerd. In het paal-grond interactie model wordt de horizontale ondersteuning van de grond aan de paal gemodelleerd als een serie niet-lineaire, laterale veren. De laterale grondveren zijn bepaald met behulp van de API [2]. Hierbij is de degradatie van de grond onder cyclische belasting meegenomen. Het Flex5 model wordt doorgerekend met de nominale, representatieve wind-, golf- en overige belasting. Hieruit volgen de reacties op verschillende hoogtes langs de paal. Deze reacties worden als input gebruikt voor het paal-grond interactiemodel. Met ontwerpregels worden verschillende combinaties en veiligheidsfactoren gebruikt om de uiterste grenstoestand, vermoeiingsgrenstoestand en bruikbaarheidsgrenstoestand te toetsen. Uit het paal-grond interactiemodel wordt de eerste eigenfrequentie bepaald. Noodzakelijke wijzigingen aan de funderingspaal om aan de capaciteitscriteria te voldoen worden geïdentificeerd, de gewijzigde paal en eigenfrequentie worden dan opnieuw ingevoerd in het Flex5 model. Dit proces convergeert na

Figuur 3 Representieve paal.

een aantal iteraties. De windmolens zijn ingedeeld in vier groepen van verschillende fundering als gevolg van plaatselijke bodemopbouw en waterdiepte. De vier groepen representeren funderingen met dezelfde eigenfrequentie en daarom dezelfde dynamische reactie. Op deze manier wordt het aantal benodigde simulaties in het tijddomein beperkt. De plaatselijke omstandigheden (wind, golven, stroming) zijn afgeleid van de metingen van de meetmast, welke voor dit doel in het gebied is gebouwd. Ook zijn meetgegevens gebruikt van de afgelopen 20 jaar van nabijgelegen weerstations.

Figuur 4 Representieve sondering.

vermoeiingsbelastingen en frequenties bepaald. Vervolgens is met behulp van een ANSYS model de vermoeiingsspanning op iedere positie in de constructie bepaald. Door het gebruik van S-N curves zoals voorgeschreven door DNV [1] wordt de vermoeiingsschade bepaald voor iedere sectie van de funderingspalen en overgangsstukken. In de S-N curve wordt de grootte van een cyclische belasting uitgezet t.o.v. het aantal cycli tot falen. De S-N curve heeft als basisvergelijking (zie figuur 2): Log N = log a – m log ∆σ

Gebaseerd op de tijddomein simulaties zijn de

GEOtechniek – juli 2008

37


Waarin: N= het aantal voorspelde spanningswisselingen tot falen voor een spanningsrimpel. ∆σ = spanningsrimpel. M= negatieve inverse helling van de SN-curve. log a= snijpunt van de log N-as en de SN-curve. Daarbij is de vermoeiingssterkte afhankelijk van een aantal (constructieve) aspecten, zoals: - Detaillering van lassen (classificatie van lassen); - Wanddikte en excentriciteiten van aansluitingen (spanningsconcentraties); - Omgevingsfactoren (onder water/boven water). De vermoeiingsschade die als gevolg van het heien optreedt kan worden afgeleid door het daadwerkelijk aantal klappen te delen door het toelaatbaar aantal klappen volgens de vermoeiingscurve. Voor de funderingspalen is de invloed van het heiproces meegenomen voor het bepalen van de totale vermoeiingsschade.

Heianalyse De heivermoeiing is bepaald door middel van een heianalyse. De heianalyse bevat onder meer een dynamische analyse gebaseerd op propagatie van spanningsgolven in de paal. De spanningen tijdens het heien en het benodigde aantal klappen zijn bepaald met behulp van het programma GRL WEAP (Wave Equation Analysis of Piles). Het programma simuleert het gedrag van een paal tijdens het heien. Het programma gebruikt de ‘stress wave’ theorie om de bewegingen en krachten van de hamer, het heisysteem, de paal en de grond te bepalen

Figuur 5 SRD.

38

GEOtechniek – juli 2008

tijdens het heien. Hoewel de 36 palen verschillende lengtes en wanddiktes hebben, wordt in dit artikel een representatieve paal beschreven. De paal is opgedeeld in 9 secties met een wanddikte variërend van 45 tot 60 mm. De bovenkant van de paal bevindt zich op MSL -5,5 m en de onderkant van de paal op MSL -48 m. De totale paallengte is 42,5 m. Een overzicht van de belangrijkste paalgegevens (voor de heibaarheid) wordt gegeven in figuur 3. De IHC S1200 hamer is gemodelleerd volgens de aanbevelingen van de fabrikant. De aan te houden efficiëntie van de hamer wordt door de fabrikant op 95% geadviseerd. In onze berekeningen zijn we van een conservatieve efficiëntie van 90% boven water en 80% onder water uitgegaan. Op de locatie van de windmolen die in dit artikel wordt beschreven bevond zich het meest vastgepakte zand. Deze locatie werd daarom verwacht maatgevend te zijn voor de heibaarheid. De sondering op deze locatie wordt gepresenteerd in figuur 4. De weerstand van de grond tijdens het heien bestaat uit schachtwrijving en puntweerstand. De weerstand tijdens het heien werd bepaald volgens twee methoden: Stevens [3] en Alm & Hamre [4]. Bij de berekeningen is uitgegaan van een niet-pluggende paal. De schachtwrijving in de paal is volledig meegenomen.

gebaseerd op de API methode voor het bepalen van statisch paaldraagvermogen. De gelimiteerde waarden tijdens het heien zijn toegepast zowel voor de schachtwrijving als voor de puntweerstand. In deze methode wordt de puntweerstand berekend gebaseerd op de effectieve spanning (Nq * σ ’v* Apile). Er wordt echter verwacht dat een puntweerstand gebaseerd op de conusweerstand realistischer is. Daarom zijn in de bepaling van de heiweerstand volgens de methode van Stevens een aantal conservatieve aanpassingen toegepast: – Een gelimiteerde waarde voor de schachtwrijving van (2 x 115 kPa) is toegepast volgens API [2], in plaats van (2 x 96 kPa). – Een puntweerstandswaarde (Nq) van maximaal 50 is toegepast volgens API [2], in plaats van 40. – Een gelimiteerde puntweerstand van 12.000 kPa is toegepast volgens API [2], in plaats van 9600 kPa.

Bepaling heiweerstand volgens Alm&Hamre [4] In de methode beschreven door Alm & Hamre [4] wordt de heiweerstand direct gecorreleerd aan de sondeerwaarde. Deze methode is toepasbaar voor grote open stalen buispalen die worden geheid in de Noordzee. Gronddegradatie, resulterend in een verminderde schachtwrijving wordt in deze methode meegenomen. Deze degradatie lijkt erg hard te gaan in deze methode, vooral in de bovenste (zand)lagen. In deze methode worden geen limietwaarden toegepast voor de schachtwrijving of puntweerstand.

Bepaling heiweerstand volgens Stevens [3] De methode beschreven door Stevens [3] is

Het blijkt dat in dit geval de methode volgens Alm & Hamre [4] resulteert in een ongeveer 15% lagere totale heiweerstand en een andere verdeling langs de paal. Daarom is een heianalyse uitgevoerd voor beide methoden. De resultaten van de bepaling van de heiweerstand wordt gepresenteerd in figuur 5. Met de maximale hei-energie van de IHC S1200 hamer met een slaggewicht van 1200 kN is de maximale drukspanning berekend op 169 N/mm2 en de maximale trekspanning op 139 N/mm2. De paal beschouwd in dit artikel kan volgens de analyse op diepte worden geheid met 1875 klappen. Gebaseerd op het aantal klappen (aantal wisselingen) en de spanningsrimpel (de som van de drukspanning en de trekspanning), kan de vermoeiingsschade ten gevolge van de heien voor iedere sectie van de paal worden berekend. De maximale gevonden vermoeiingsschade was D = 0,13 voor de maatgevende paalsectie. Dit betekent dat 13% van de toelaatbare vermoeiingsschade optreedt ten gevolge van het heien van de paal.


Heivermoeiing van paalfunderingen bij offshore windpark Egmond aan Zee

WTG

Zeebodem

Paallengte

Einddiepte

Meetdiepte

m

Diepte t.g.v. eigen gewicht m MSL

m MSL

m MSL

m MSL

TP1

-16.5

41.5

- 27

- 48.14

-27 tot -40 en -42 tot -48

TP2

-16.5

39.5

- 26

- 44.92

-32 tot -45

Resultaat kalendering

Tabel 1 PDA testen.

Pile driving analysis Tijdens installatie van de funderingspalen is een testprogramma uitgevoerd, bestaande uit dynamische paaltesten op twee van de palen. Alle palen zijn gekalenderd tijdens het heien. De dynamische testen zijn gebruikt om de drukspanningen en trekspanningen tijdens het heien te meten. Pile Driving Analysis (PDA) is een hoge-rek dynamische testmethode voor palen. Dit is een relatief simpele en concurrerende manier om de palen tijdens het heiproces te controleren. Tijdens een PDA meting wordt waardevolle data geregistreerd, gemonitord en geanalyseerd: – Krachts- en snelheidsreactie van de paal ten gevolge van de heikracht; – Slagcijfer, slagfrequentie en zakking per slag; – Hamer efficiëntie en overgebrachte energie; – Drukspanning en trekspanning tijdens het heien; – Grondweerstand tijdens het heien (schacht en puntweerstand). De PDA testen zijn uitgevoerd tijdens het heien van twee palen. Bij deze palen werd het zwaarste heiwerk verwacht, enerzijds door de diepte van de paal en anderzijds door zeer vastgepakt zand. Het filterbed was al aangelegd op de zeebodem voordat de palen geheid zijn. Het PDA FPDS-7 systeem van Profound b.v. is gebruikt voor de metingen. Tabel 1 laat de paalgegevens zien en de diepte waarover is geheid. Het slagcijfer en de energie per slag werden gemeten voor alle palen.

Gemeten overgebrachte energie De IHC hamer monitort de energie van de hamer tijdens het heien. Het grootste deel van de energie van de hamer word overgebracht naar de paal. Als gevolg van energieverlies is de overgebrachte energie iets minder dan de hamerenergie. Met de PDA metingen wordt de energie die is overgebracht in de paal gemeten tijdens het heien. De efficiëntie van de hamer wordt gedefinieerd als de ratio van de gemeten overgebrachte

energie en de hamerenergie. Voor windmolen TP1 was de efficiëntie van de hamer ongeveer 80% tijdens de eerste meters van het heien. De efficiëntie tijdens de laatste meters was ongeveer 70%. De lagere efficiëntie kan veroorzaak zijn doordat de hamer zich daar gedeeltelijk onder water bevindt. De efficiëntie van de hamer bij windmolen TP2 was 85%, over de laatste 5 m nam deze af tot 75%. In figuur 6 is de overgebrachte energie in de paal van windmolen TP2 gepresenteerd samen met de energie zoals geregistreerd door IHC. Tijdens het heien van de eerste meters (tot MSL -35 a -36 m) was de energie van de hamer erg laag, vanwege de lage grondweerstand. De registratie van de S1200 hamer is niet erg accuraat bij dit lage energieniveau. De overgebrachte energie en de hamer energie kunnen daarom op dit niveau niet vergeleken worden om de efficiëntie te bepalen. De volledige capaciteit van de S1200 hamer is niet gebruikt. De gebruikte energie is slechts 500 tot 800 kNm van de beschikbare 1200 kNm.

Gemeten spanningen Uit de PDA metingen kan de maximale drukspanning en trekspanning worden afgeleid. De gemeten waarden zijn de spanningen op het niveau van de spanningsmeters (rekstrookjes), deze bevonden zich 10,3 m van de kop van de paal. De resultaten worden gepresenteerd in figuur 7, 8 en 9. Voor beide palen geldt dat tijdens het heien van de eerste meters, waar de grondweerstand en de energie van de hamer nog laag is, de maximale drukspanning ligt tussen de 60 en 80 MPa en de maximale trekspanning tussen de 50 en 60 MPa. Vanaf ongeveer MSL -35 m neemt de drukspanning toe tot 95 a 110 MPa en de trekspanning af tot 20 a 40 MPa. In de vermoeiingsanalyse waren een maximale drukspanning van ongeveer 170 MPa en een maximale trekspanning van ongeveer 140 MPa meegenomen. De gemeten spanningen voor zowel paal TP1 als TP2 zijn lager dan de berekende spanning. Dit wordt waarschijnlijk veroorzaakt door de lagere overgebrachte energie.

Tijdens het heien is er voor alle palen gekalenderd. In tabel 2 wordt per paal het totaal aantal klappen weergegeven, alsmede de energie van de hamer. Het totaal aantal klappen bij gebruik van de S1200 hamer met een energieniveau van 1200 kNm was van te voren berekend op 1875 voor de zwaarste heiomstandigheden. Bij de meeste palen wordt dit aantal klappen overschreden vanwege de lagere gebruikte energie. De spanningen tijdens het heien waren echter lager dan verwacht, waarschijnlijk door de lagere energie en minder grondweerstand. Het overschrijden van het aantal klappen heeft

WTG

# Blows

Total Energy Energy/blow kJ

Average kJ

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

2.156 2.512 2.380 1.975 2.559 1.782 2.125 2.115 2.711 3.409

1287.694 989.996 1.449.854 1.249.383 1.547.677 1.025.597 1.294.076 1.112.830 1.547.551 1.111.005

597 394 609 633 605 576 609 526 571 326

11 12 13 14 15 16 17 18 19 20

2.630 2.144 2.070 2.847 2.234 1.947 1.826 3.571 2.431 2.670

1.079.395 1.371.251 1.029.832 1.019.880 989.723 883.706 862.548 1.472.157 1.224.396 1.083.862

410 640 498 358 443 454 472 412 504 406

21 22 23 24 25 26 27 28 29 30

2.654 2.040 1.724 1.482 1.922 1.968 2.941 2.566 2.702 2.148

1.054.811 1.202.957 938.809 775.004 955.743 1.344.585 1.682.205 892.980 1.263.637 1.116.904

397 590 545 523 497 683 572 348 468 520

31 32 33 34 35 36

1.674 1.747 2.488 2.608 2.986 2.333

791.383 904.282 1.347.654 1.130.624 1.338.221 1.148.657

473 518 542 434 448 492

Tabel 2 Aantal klappen per paal.

GEOtechniek – juli 2008

39


niet geleid tot een hogere vermoeiingsschade dan van te voren berekend.

Back-analysis De resultaten van de PDA metingen zijn gebruikt om een back-analysis te doen met GRL WEAP. Deze analyse is uitgevoerd om net zoals van te voren de spanningen op iedere sectie te kunnen bepalen in de tijd. Met deze gegevens kan dan de vermoeiingsschade ten gevolge van het heien worden bepaald op ieder niveau in de paal. Omdat het heien in werkelijkheid makkelijker ging dan van te voren voorspeld, is in de heianalyse die van te voren was gemaakt de grondweerstand waarschijnlijk overschat. In de back-analysis van de palen waarop een PDA meting was uitgevoerd is de heianalyse gefit aan het aantal klappen (per 0,25 m en totaal), de gemeten spanningen, en de gebruikte hamerenergie. Voor de back-analysis is derhalve de energie van de hamer omlaag gebracht, evenals de weerstand van de grond. Met deze aanpassingen werd een hoger aantal klappen, maar lagere spanningen gevonden. Het was mogelijk om de analyse redelijk te fitten aan de meetresultaten. Tussen MSL -35,5 en MSL -36 m werden wat hogere trekspanningen gemeten in de praktijk, in de back-analysis is het niet gelukt deze te simuleren. Gebaseerd op de back-analysis is een heivermoeiing van D = 0,08 gevonden. Dit is lager dan de heivermoeiing die van te voren was berekend.

Figuur 6a Transferred energy TP2.

Figuur 6b Hammer energy TP2.

Figuur 7a Maximum compression for first meters TP1.

Figuur 7b Maximum tension for first meters TP1.

Conclusies Gebaseerd op de heianalyse, de PDA metingen en de back-analysis kan het volgende geconcludeerd worden:  Om de vermoeiing tijdens het heien te

bepalen is zowel het aantal klappen als het spanningsniveau van belang.  De efficiĂŤntie van de hamer over de laatste

meter is lager dan over de eerste meters. Dit kan veroorzaakt zijn doordat de hamer gedeeltelijk onder water zakt.  Voor de eerste meters met lage grondweer-

stand en lage hei-energie is de gemeten drukspanning is 60 tot 80 MPa en de gemeten trekspanning 50-60 MPa. In de dragende lagen stijgt de drukspanning tot 95-110 MPa en neemt de trekspanning af tot 20-40 MPa. De gemeten spanningen zijn lager dan de spanningen van te voren gebruikt voor het bepalen van de heivermoeiing. Dit komt

40

GEOtechniek – juli 2008


Heivermoeiing van paalfunderingen bij offshore windpark Egmond aan Zee

vermoedelijk omdat een lagere hei-energie is toegepast.  Bij de meeste palen wordt het totaal aantal

klappen van 1875, zoals van te voren berekend, overschreden. Dit komt door de lagere toegepaste hei-energie.  Met behulp van de PDA metingen is een

back-analysis gedaan van het heiproces. De daarmee gevonden heivermoeiing (D = 0,08) is lager dan de heivermoeiing die van te voren was bepaald met behulp van een heianalyse (D = 0,13).  Er kan worden geconcludeerd dat de aan-

namen gemaakt voor de heianalyse conservatief waren met betrekking tot de heivermoeiing.  Heivermoeiing kan niet worden verwaarloosd

bij het bepalen van de totale vermoeiingsschade aan palen. 

Literatuur Figuur 8a Maximum compression for last meters TP1.

Figuur 8b Maximum tension for last meters TP1.

[1] Offshore Standard DNV-OS-J101, Design of offshore wind turbine structures, Det Norske Veritas (DNV), June 2004. [2] API (2000), Recommended Practice for Planning, Designing and Constructing Fixed Offshore Platforms, API Recommended Practice 2A-WSD, 20th Edition. [3] Stevens, R.S., OTC Publication 4205, Evaluating Pile Drivability for Hard Clay, Very Dense Sand, and Rock, 1982 Offshore Technology Conference. [4] Alm, T. and Hamre, L., Soil model for pile driveability based on CPT interpretations, International Conference On Soil Mechanics and Foundation Engineering, 2001. [5] GRL Weap Wave Equation Analysis of Pile Driving, Procedures and Models, version 2003, PDI inc., 1998-2003.

Figuur 9a Maximum compression TP2.

Figuur 9b Maximum compression TP2.

GEOtechniek – juli 2008

41


H. Weerts, G. de Lange, J. Schokker & W. Westerhoff

Samenvatting

De nieuwe lithostratigrafische indeling van afzettingen in de ondergrond van Nederland Velen van u zullen het in de praktijk al hebben gemerkt: sinds enige tijd zijn allerlei vertrouwde geologische namen zoals de Formatie van Kedichem en de Westland Formatie verdwenen. Ook verschijnen er geen nieuwe geologische kaarten in de serie 1:50.000 meer. Dat heeft allemaal te maken met het opgaan van de Rijks Geologische Dienst in TNO-NITG (later TNO Bouw en Ondergrond, nu deels gedetacheerd bij Deltares) in 1997. De nadruk in het geologisch onderzoek kwam vanaf dat moment veel sterker te liggen op toepassing van de geologische kennis. De oude -en vertrouwde- indeling van de afzettingen uit het Kwartair en Neogeen (met name het Tertiair) zoals in 1975 gepubliceerd door Doppert et al. was gebaseerd op verschillende criteria. Niet alleen de eigenschappen van het sediment (de lithologie) waren bepalend. Ook biologische kenmerken (o.a. polleninhoud) en, veelal veronderstelde, ouderdom speelden een belangrijke rol in de classificatie. Dit was niet alleen theoretisch onjuist, maar het maakte

ook dat de indeling niet optimaal was voor toepassing binnen b.v. de geohydrologie of de geotechniek, waar het immers gaat om de fysische en/of chemische eigenschappen van het sediment. Om die reden is een nieuwe lithostratigrafische indeling gemaakt. We geven hier een samenvatting van die indeling.

Een nieuwe lithostratigrafie Lithostratigrafie beschrijft de lithologische eigenschappen van sedimenten en gesteenten, gekoppeld aan hun stratigrafische positie (waar zit ik in de stratigrafische kolom?). Een lithostratigrafische classificatie geeft inzicht in de eigenschappen van sedimentpakketten en hun verspreiding in de ondergrond. Ook kunnen met behulp van de lithostratigrafie lokaal gemeten gesteente-eigenschappen ruimtelijk worden gecorreleerd. Hierdoor kan het gedrag van de ondergrond tussen de plaatsen van de waarnemingen, meestal boringen of sonderingen, worden voorspeld. Een goede lithostratigrafie

Figuur 1 Voorbeeld van een continu gestoken boring in West-Nederland (Westerhoff et al., 2003)

42

GEOtechniek – juli 2008

Een lithostratigrafische classificatie geeft inzicht in de eigenschappen van sedimentpakketten en hun verspreiding in de ondergrond. De tot voor kort gebruikte lithostratigrafische indeling uit 1975 voldeed niet aan de eis om eenduidig op lithologie en laageigenschappen gedefinieerde gesteentepakketten in een digitaal gegevensbestand als DINO te kunnen onderbrengen. Er is daarom een nieuwe indeling ontwikkeld. Het belangrijkste verschil met de oude indeling is dat de direct (‘macroscopisch’) waarneembare lithologische kenmerken nu het onderscheid tussen lithostratigrafische eenheden bepalen. Omdat de samenstelling van de afzettingen en de ruimtelijke samenhang nu voorop staan, is beter dan voorheen uit de geologische kaart een eerste voorstelling te maken van de te verwachten eigenschappen.

maakt het mogelijk om op regionale schaal betrouwbare ondergrondmodellen te maken. Een solide en eenduidige lithostratigrafie kan de grondslag vormen van geowetenschappelijke gegevens en informatie in geautomatiseerde databanken. Het bij TNO Bouw en Ondergrond beheerde DINO is zo'n digitaal gegevensbestand. Het bestand bevat momenteel ondere andere circa 380.000 boorbeschrijvingen. De bestaande lithostratigrafische indeling van Doppert et al. (1975) voldeed niet aan de eis om eenduidig op lithologie en laageigenschappen gedefinieerde gesteentepakketten in DINO te kunnen onderbrengen. Bovendien zijn er de afgelopen decennia veel nieuwe, veelal continu gestoken boringen verricht. Hierdoor is het inzicht in de geologische ontwikkeling van Nederland sterk verbeterd. Om deze redenen riep de directie van TNO-NITG in 1997 een Werkgroep Lithostratigrafie in het leven. In het boek ‘De ondergrond van Nederland’ (De Mulder et al., 2003) is de indeling die de werkgroep ontwikkelde uitgebreid beschreven. Het grootste verschil met eerdere indelingen is dat de direct ('macroscopisch') waarneembare lithologische kenmerken nu het onderscheid tussen lithostratigrafische eenheden bepalen. De stratigrafische positie van de sedimentpakketten heeft eveneens een onderscheidende rol gekregen. Deze positie bepaalt de onderlinge ruimtelijke relatie tussen de eenheden en hun begrenzing. Aan elke lithostratigrafische eenheid is de eis gesteld dat de eenheid karteerbaar is. Dit betekent dat de eenheid op regionale schaal een zekere aaneengesloten verbreiding heeft, die ook afgrensbaar is. De ouderdom,


6. Basin Fill

voorheen vaak indirect afgeleid uit biostratigrafische gegevens, speelt bij de nieuwe indeling geen rol meer.

Formatie en Laagpakket

- Basin dynamics

1. Particles

- Transport dynamics - Geochemical composition

aphy

tig

st

ra

- Depositional dynamics - Physical characteristics L

o

- Sedimentary dynamics - Sequential variability

4. Architectural elements Co re

3. Facies units

- Geomorphic dynamics - Geometry

Laag en facies

h it

We ll-lo ggi ng

Sa m pl e

ic ism

Een Formatie kan worden onderverdeeld in ‘Laagpakketten’ en ‘Lagen', maar dat is niet verplicht. Laagpakketten worden onderscheiden voor delen van een Formatie met eenduidige lithologische eigenschappen en een duidelijke stratigrafische positie. Lagen worden alleen onderscheiden als ze een belangrijke (boven)regionale marker-functie vervullen. Een gedetailleerde onderverdeling van formaties in laagpakketten en lagen is niet nodig en ook onwenselijk. Het zou leiden tot een wildgroei aan eenheden. Uit de sedimentologie is het begrip (litho)faciës bekend. Hiermee wordt een sedimentpakket bedoeld dat door zijn specifieke vormingsomstandigheden (b.v. in een riviergeul of onder een ijskap) specifieke kenmerken bezit. In de nieuwe lithostratigrafische indeling worden formaties en laagpakketten verondersteld te bestaan uit een assemblage van faciëseenheden (figuur 2).

5. Sequences

2. Strata

re Co

De nieuwe indeling kent een hiërarchische structuur, met de ‘Formatie’ als centrale eenheid. Dit betekent dat afzettingen in een boring of boorbeschrijving altijd op het niveau van de Formatie worden geclassificeerd. Boven de Formatie staat de ‘Groep'. In het geval van de afzettingen uit het Kwartair is dat altijd de ‘Boven-Noordzee Groep', die door Van Adrichem-Boogaert en Kouwe (eds., 1993-1997) is gedefinieerd. In uw dagelijkse praktijk is dit niet van belang, maar het draagt er zorg voor dat de nieuwe indeling is ingebed in de totale stratigrafische indeling van Nederland, die van de afzettingen uit het Holoceen tot in het Devoon reikt.

S se HR

Hiërarchische structuur

Outcrop

- Environmental system R - Dynamics lateral GP s/ variability mic s i e s low Shal

Figuur 2 Faciëseenheden en lithostratigrafische eenheden.

Lithostratigrafie en genese van de afzettingen Op grond van hun ontstaanswijze onderscheiden we in de nieuwe indeling vier categorieën afzettingen:  Mariene afzettingen; in een ondiepe Noordzee gevormd bij een overwegend dalende bodem, inclusief strand-, duinen kustvlakte-afzettingen.  Fluviatiele afzettingen; aangevoerd door de grootschalige riviersystemen van de Rijn, de Maas, de Midden-Belgische rivieren, inclusief de Schelde, en de Eridanos (oostelijk riviersysteem dat niet meer bestaat).  Glaciale afzettingen; ontstaan in samenhang met bedekking door landijs.

Figuur 3 Overzicht van lithostratigrafisch onderscheiden eenheden van de BovenNoordzee Groep (Westerhoff et al., 2003)

GEOtechniek – juli 2008

43


Figuur 4 Faciës-eenheden in een laag-energetisch riviersysteem (naar: Weerts, 1996).

 Lokaal-terrestrische afzettingen; door de wind aangevoerd (eolisch) sediment, veen en bruinkool, en afzettingen van kleine riviersystemen en beken. Figuur 3 geeft de nieuwe indeling weer. Behalve de nieuw gedefinieerde lithostratigrafische eenheden laat figuur 3 volledigheidshalve ook de op grond van seismische data gedefinieerde seismostratigrafische eenheden op het Nederlands Continentaal Plat zien. Elke formatie bestaat, zoals gezegd, uit een assemblage van faciëseenheden. Een fluviatiele eenheid is opgebouwd uit fluviatiele faciëseenheden, zoals zandige geulafzettingen en massieve komklei. Een mariene eenheid kan bijvoorbeeld bestaan uit strandzand, opgevulde wadgeulen en wadplaten. Omdat soortgelijke sedimentatiemilieus en de bijbehorende faciëseenheden in de loop van de geologische geschiedenis keer op keer voorkomen, is het middels dit systeem mogelijk om met een zeer beperkte groep faciëseenheden de Kwartaire en Neogene afzettingen te karakteriseren. Figuur 4 geeft een typische faciësassemblage weer voor de rivierafzettingen van de Formatie van Echteld in West-Nederland, afgewisseld met veen van de Formatie van Nieuwkoop.

Gewijzigd kaartbeeld De invoering van de nieuwe lithostratigrafie maakte herziening van de geologische overzichtskaart van Nederland nodig. Deze is te downloaden via www.dinoloket.nl, onder toebehoren en producten, kaarten, geologische overzichtskaart van Nederland. Een vereenvoudigde versie van de kaart is opgenomen in de

44

GEOtechniek – juli 2008

recent verschenen Bosatlas van Nederland (pagina 179). Figuur 5b laat een deel van de nieuwe kaart zien, met Holocene afzettingen van de Rijn, van de zee en veen. Het kaartbeeld wijkt sterk af van dat van de oude kaart. In de oude kaart werden twee categorieën rivierafzettingen onderscheiden: ‘zuivere’ rivierafzettingen (oostelijk deel van

A

B

figuur 5b), en rivierafzettingen die zijn gevormd onder invloed van de veronderstelde trans- en regressies van de zee (‘perimariene afzettingen’). Vanaf begin jaren tachtig werd duidelijk dat de invloed van de zee op de vorming van rivierafzettingen eigenlijk helemaal niet zo groot was. Ook werd duidelijk dat trans- en regressies op supra-

Figuur 5 Fragment van de geologische overzichtskaart van Nederland. A Conform oude stratigrafische indeling. B Conform nieuwe lithostratigrafische indeling.


Nieuwe lithostratigrafische indeling van afzettingen in de ondergrond van Nederland

regionale schaal niet synchroon zijn (zie Weerts et al., 2005, voor een uitgebreide argumentatie hiervan). In de nieuwe indeling worden alle rivierafzettingen van de Rijn in het Holoceen daarom in één formatie samen genomen: de Formatie van Echteld.

Geotechnische implicaties De geomechanische eigenschappen van de afzettingen worden in eerste instantie bepaald door het afzettingsmilieu. Dit bepaalt niet alleen hun samenstelling en korrelverdeling, maar ook de initiële structuur en ruimtelijke verbreiding (geulen, lenzen etc.). De geschiedenis die het sediment doormaakt na de afzetting zorgt voor een verdere verandering van eigenschappen. Belasting, chemische veranderingen en andere processen die voor het gemak geschaard worden onder de term veroudering (eng. ‘ageing’) zorgen voor een verdere ontwikkeling van de eigenschappen. Omdat de samenstelling van de afzettingen en de ruimtelijke samenhang nu voorop staan is uit de eerste aanblik van de nieuwe geologische kaart, gecombineerd met enige geotechnische ervaring meteen een eerste voorstelling te maken van de te verwachten eigenschappen van de verschillende aan te treffen grondsoorten: mariene zanden en kleien vs. rivierzanden en -kleien. De indeling van de formaties in faciëseenheden is een belangrijke verdere verfijning van de eigenschappen. De bekende slappe komkleien vormen bijvoorbeeld zo'n faciëseenheid binnen de Formatie van Echteld. Door ervaring en gebruik makend van proevenverzamelingen kunnen eigenschappen als samendrukbaarheid redelijk goed ingeschat worden. Voor de geotechnicus, die deze kleien voorheen kende als een deel van de Afzettingen van Gorkum in de Westland Formatie is de verandering ogenschijnlijk beperkt tot een naamsverandering. Zoals hiervoor al is beschreven zal de grootste invloed merkbaar zijn door het verlaten van de oude indelingen in Afzettingen van Calais en van Duinkerken. Hier is de samenhang tussen geomechanisch gedrag en de uiteindelijk op supra-regionale schaal kunstmatig gebleken chronologische indeling verloren gegaan. Een ander voorbeeld van de nieuwe indeling wordt hier geïllustreerd aan de hand van een deel van het ingenieursgeologisch profiel van de 2e Heinenoordtunnel (figuur 6, volgende pagina). In het linker deel is het oorspronkelijke profiel te zien, tussen NAP-20 en NAP -35 m. Rechts is de indeling vertaald naar de nieuwe lithostratigrafisce eenheden. In de tabel is de relatie tussen de oude en

Nomenclatuur volgens Doppert et al. (1975) in Zagwijn & Van Staalduinen (red., 1975)

Nieuwe Nomenclatuur

Formatie van Kedichem

Delen van de Formaties van Stramproy, Waalre en Beegden

Mineralogisch arme deel van de Formatie van Kedichem (Fluviatiele afzettingen van rivieren uit Midden-België, inclusief afzettingen van lokale, kleine rivieren)

Formatie van Stramproy

Mineralogisch rijke deel van de Formatie van Kedichem (Rijn-afzettingen)

Formatie van Waalre

Rivierterrassen in Zuid-Limburg

Formatie van Beegden, Laagpakket van Valkenburg

Formatie van Tegelen

Delen van de Formaties van Waalre, Stramproy, Beegden en Peize

Mineralogisch rijke deel van de Formatie van Tegelen (Rijn-afzettingen)

Formatie van Waalre

‘Tegelen klei’ in het type-gebied in Noord-Limburg

Formatie van Waalre, Laagpakket van Tegelen

‘Tegelen klei’ aan de basis van de Formatie van Harderwijk

Formatie van Peize, Laagpakket van Balk

Rivierterrassen in Zuid-Limburg

Formatie van Beegden, Laagpakketten van Simpelveld en Noorbeek

Tabel 1a Oud – Nieuw

Nieuwe nomenclatuur

Nomenclatuur volgens Doppert et al. (1975), in Zagwijn & Van Staalduinen (red., 1975)

Formatie van Stramproy

Fluviatiele afzettingen van rivieren uit Midden-België, inclusief afzettingen van lokale, kleine rivieren. Mineralogisch arme afzettingen die tot de Formatie van Kedichem en in mindere mate tot de Formatie van Tegelen werden gerekend. De terrassen van de Maas in Zuid-Limburg die voorheen tot de Formatie van Kedichem werden gerekend maken nu deel uit van de Formatie van Beegden

Laagpakket van Hoogcruts

Grove, grindhoudende (vooral vuursteen) afzettingen van kleine rivieren in Zuid-Limburg buiten de huidige beekdalen

Formatie van Waalre

Afzettingen van de Rijn uit het Onder-Pleistoceen. Formatie van Tegelen. De terrassen van de Maas in Zuid-Limburg die voorheen tot de Formatie van Tegelen werden gerekend maken nu deel uit van de Formatie van Beegden. De Formatie van Waalre omvat verder het mineralogisch rijke deel van de voormalige Formatie van Kedichem

Laagpakket van Tegelen

‘Tegelen klei’ in het type-gebied in Noord-Limburg

Tabel 1b Nieuw – Oud

de nieuwe nomenclatuur in twee richtingen opgesomd. Door in de huidige kartering het zwaartepunt te verleggen naar de faciësindeling wordt nu de weg geopend om de ruimtelijke verdeling van de kenmerken met geostatistische methoden

digitaal te modelleren. Een voorbeeld van een dergelijk ruimtelijk model is weergegeven in figuur 7. Momenteel wordt met deze methodiek een 3D geologisch blokmodel gemaakt van heel Nederland met een blokresolutie van 100*100*0,5 m tot een diepte van 30m, feitelijk de opvolger van de gedrukte 1:50.000 kaarten.

GEOtechniek – juli 2008

45


Figuur 6 Fragment van het ingenieursgeologisch profiel van de 2e Heinenoordtunnel (noordoever Oude Maas). Links conform de oude stratigrafische indeling, rechts conform de nieuwe lithostratigrafische indeling

Het model geeft van ieder blok (voxel) de meest waarschijnlijke lithostratigrafie en lithofaciëseenheid weer. Dit model vormt het startpunt voor het in 3D weergeven van de eigenschappen van de diverse lithofaciës. Door nu voor de onderscheiden lithofaciës de statistische verdeling van bijvoorbeeld geomechanische parameters te bepalen kan op dezelfde schaal een verwachtingsmodel van deze eigenschappen worden weergegeven, inclusief de onzekerheid. Wegens de relatief grote regionale datadichtheid zal begonnen worden met een weergave van sondeerwaarden (conusweerstand, wrijvingsgetal) van de verschillende lithofaciës, door de lithostratigrafie te koppelen met de ‘sondeerstratigrafie’. Voor de matching van deze twee gegevenstypen worden momenteel enkele

technieken op bruikbaarheid getoetst, onder meer een neuraal netwerk en Bayesiaanse statistiek. Een voorbeeld van een dergelijke sondeerstratigrafie is weergegeven in figuur 7. Hierin wordt de meest waarschijnlijke lithologie op basis van sonderingen langs een stuk van de A2 in Utrecht weergegeven. Hoewel op deze manier uiteindelijk in DINO op elk willekeurig punt een synthetisch sondeerwaardenprofiel zou kunnen worden gegenereerd zal in de meeste gevallen de onzekerheid door de relatief lage lokale datadichtheid te groot zijn om een geotechnisch ontwerp op te baseren. Daarvoor zal altijd grondonderzoek ter plaatse, met een op het probleem toegesneden datadichtheid nodig zijn. Wel biedt het model de mogelijkheid om de representativiteit van het

1,0

0,9

0,8

0,7

0,6

grondonderzoek te toetsen. Deze aanpak zou niet mogelijk zijn geweest zijn met de oude chronostratigrafische indeling. Uiteraard werkt het ook de andere kant op. Door nieuw grondonderzoek aan de dataset toe te voegen wordt het met de nu gebruikte technieken mogelijk om veel sneller dan voorheen een update te maken van het ondergrondmodel. 

Literatuur – De Gans, W., 2007, Quaternary. In: Wong, Th.E., D.A.J. Batjes & J. de Jager (eds.), Geology of the Netherlands. Royal Netherlands Academy of Arts and Sciences (KNAW): 173-195. – Weerts, H., P. Cleveringa, W. Westerhoff & P. Vos, 2006, Nooit meer: Afzettingen van Duinkerke en Calais. Archeobrief 10-2: 28-34. – Weerts, H.J.T., W.E. Westerhoff, P. Cleveringa, M.F.P. Bierkens, J.G. Veldkamp & K.F. Rijsdijk, 2005, Quaternary geological mapping of the lowlands of The Netherlands, a 21st century perspective. Quaternary International 133-134: 159-178. – Westerhoff, W.E., Th.E. Wong & E.F.J. de Mulder, 2003, Opbouw van de ondergrond. In: De Mulder, E.F.J., M.C. Geluk, I. Ritsema, W.E. Westerhoff & Th.E. Wong (red.), De ondergrond van Nederland. Geologie van Nederland, deel 7: 247-352. – www.delfstoffenonline.nl – http://dinolks01.nitg.tno.nl/dinoLks/ download/maps/resources/geologicalMap.pdf

Reacties op dit artikel kunnen tot 29 augustus 2008 naar de uitgever worden gestuurd.

0,5

0,4

0,3

0,2

0,1

0,0

Figuur 7 Sondeerstratigrafie en meest waarschijnlijke lithologie door analyse van een sondeer- en boorprofiel met een neuraal netwerk. In dit voorbeeld is de kans dat een voxel uit veen bestaat weergegeven met een waarde tussen 0 en 1. Door combinatie met de overige lithologieën (zand,grind,klei,leem) wordt de verwachtingswaarde voor de samenstelling verkregen. Voor een toepassing op delfstoffenbeschikbaarheid zie: www.delfstoffenonline.nl.

46

GEOtechniek – juli 2008


INDEPENDENT JOURNAL FOR THE GEOTECHNICAL WORLD

international 12 T H Y E A R NUMBER 3 J U LY 2 0 0 8

PROCESSES AROUND A TBM A . B E Z U I J E N & A . M . TA L M O N D E LTA R E S A N D D E L F T U N I V E R S I T Y O F T E C H N O LO GY

ANALYSING THE ANALYSIS OF THE MALPASSET ARCH DAM FAILURE OF 1959 M I C H I E L M AU R E N B R E C H E R DELFT UNIVERSITY OF T E C H N O LO GY , S E C T I O N GEO-ENGINEERING


Processes that occur around a TBM during tunnelling have been investigated while tunnelling in saturated sand. The pore pressure in front of the TBM increases due to a lack of plastering during drilling. This has consequences for the stability of the tunnel face, or the soil in front of the tunnel. A bentonite flow is likely alongside the TBM from the tunnel face, and/or grout flow from the back. It seems that virtually no investigation has been made of this part of the TBM, but it is important to understand the volume loss that occurs around a tunnel. The lining is constructed behind the TBM and the tail void grout is applied. Pressures measured in the tail void grout will be discussed, as well as the consequences for loading on the soil and the lining. Most of the results described are based on field measurements performed at various tunnels constructed in the Netherlands.

PROCESSES AROUND A TBM A . B E Z U I J E N & A . M . TA L M O N

D E LTA R E S A N D D E L F T U N I V E R S I T Y O F T E C H N O LO GY

better understanding is now apparent.

the stability of the tunnel face. Most of these

Dutch experience of using TBM tunnelling is relative-

In order to structure this paper, we ‘walk’ along the

methods do not take the influence of pore water flow

ly recent. The first TBM tunnel was constructed in the

TBM. We start with a process at the front of the TBM:

into account. It is assumed that the bentonite slurry

Netherlands between 1997 and 1999 (the Second

the creation and stability of the tunnel face under the

or muck at the tunnel face creates a perfect seal that

Heinenoord Tunnel). In the early 1990s, Dutch

influence of excess pore pressures. The paper then

prevents water flow from the face into the soil.

engineers were uncertain whether the soft saturated

discusses what happens next to the TBM. The last

Experience with tunnels built in areas where the sub-

soil in the western parts of their country was suitable

part of the paper deals with the tail void grout that is

soil contains gravel has shown that the bentonite

for TBM tunnelling. The decision was therefore taken

injected at the end of the TBM. The paper describes

slurry can penetrate into the subsoil over more than 7

to include a measurement programme in the first

the current state of the art of these processes, and

m (Steiner, 1996). Steiner advises that the sand and

tunnelling projects. An overview of this programme

discusses how knowledge gained about these

fines should be retained in the slurry (instead of

and some results are presented by Bakker & Bezuijen

processes may influence the design of a TBM tunnel

removing them in the separation plant), and that

(2008). In the programme, results from the

in soft soil.

sawdust should be used in the bentonite (Steiner,

INTRODUCTION

2007). Anagnostou & Kovari (1994) propose a

measurements were predicted using existing calculation models. The measurement results were analysed at a later date, and discrepancies with the

PORE PRESSURES IN FRONT OF A TBM

However, this method only takes the viscous

predictions were explained where possible. An important part of the measurement and analysis

calculation method for such a situation.

F LOW I N COA R S E A N D F I N E

behaviour of the slurry into account, and not the

G R A N U L A R M AT E R I A L

stiffening that occurs during standstill. The results of

programme was dictated by the processes that occur

During TBM tunnelling, it is essential that the tunnel

this calculation method may therefore lead to the

around the TBM. This paper deals with some of these

face is stabilised by pressurised slurry (slurry shield)

prescription of bentonite with viscosity that is too

processes. It does not cover all aspects of TBM tun-

or muck (EPB shield). The pressure must be adapted

high (Steiner, 2007). The state of the art for such a

nelling as this would not fit within the limits of this

to the ground pressure to stabilise the front. If

situation involving coarse granular material is still

paper (see Bezuijen & van Lottum, 2006, for more

pressure is too low, this will lead to an instable tunnel

trial and error, but the trial can be performed in the

information). The paper focuses on certain areas

front resulting in collapse of the tunnel face. If

laboratory to avoid errors in the field.

where ideas concerning the mechanisms involved

pressure is too high, a blow-out will occur. Various

Usual tunnelling conditions in The Netherlands are a

have changed over the last decade, and where a

calculation methods have been proposed to calculate

saturated sandy soil in medium-fine sand. In such soil conditions, the groundwater flow influences the plastering. There will be virtually no plastering of the

FIGURE 1

tunnel face by the bentonite or the muck during

MEASURED EXCESS

drilling, because the groundwater in front of the TBM

PORE PRESSURE

prevents water in the bentonite slurry or muck

IN FRONT OF A

flowing into the soil. Plastering will only occur

SLURRY SHIELD

during standstill of the TBM process.

AND APPROXIMATION. FIGURE 1 shows measured pore pressure in front of a

slurry shield as a function of the distance from the TBM front. Plastering occurs during standstill, resulting in a pressure of 120 kPa (the hydrostatic pressure). Higher pore pressures were measured during drilling, because the TBM’s cutter head removes a cake before it can form at the tunnel face. FIGURE 2 shows the same phenomenon measured in

front of an EPB shield. Here, only the pressure during

48

GEOinternational – July 2008


PROCESSES AROUND A TBM

drilling was recorded.

ling process could cause ‘floating’ of the soft layers.

Furthermore, tunnelling technology has advanced to

Bezuijen (2002) shows that the amount of excess pore

The contractor made detailed numerical calculations

a level where the ground loss due to tunnelling is less

pressure measured in the soil in front of the TBM

(Aime et al, 2004). As a result of these calculations, a

than the volume difference caused by tapering of the

(apart from pressure at the tunnel face) also depends

temporary sand dam was constructed at the point

TBM. TBMs are usually tapered, with a slightly larger

on soil permeability, the quality of the bentonite or

where the tunnel entered the polder. This dam

diameter at the head compared with the tail. This

muck, and the drilling speed. Where EPB drilling

delivered the necessary weight to prevent lifting

allows the TBM to manoeuvre and to drill with a cer-

takes place in sand with a low permeability (k=10-5

of the soft soil layers due to excess pore pressure

tain curvature. Table 1 shows the volume difference

m/s), the pore pressure measured in sand in front of

generated at the tunnel face during drilling.

due to tapering for different TBMs.

the TBM is virtually equal to pressure in the mixing chamber. The pressure is lower in sand with higher

F LOW A R O U N D T H E T B M

TABLE 1 PERCENTAGE OF TAPERING OF

permeability (k=3.10-4 m/s), because some plastering of the face occurs during drilling. Soil permeability

________________

C A LC U L AT I O N M O D E L

THE TBM IN 3 TUNNEL PROJECTS IN THE

also influences the foam properties. Muck in the

Until recently, only limited attention has been given

NETHERLANDS.

mixing chamber will be dryer in sand with a higher

to pressure distribution and flow around the TBM

TUNNEL PROJECT

permeability. Where the permeability of the sand is

shield. It was assumed that the soil was in contact

SECOND HEINENOORD

0.95

lower, the water content in the muck is nearly

with the TBM shield across the shield. During drilling

BOTLEK

0.77

entirely determined by water in the soil and much

of the Western Scheldt tunnel, however, it appeared

SOPHIA

less by the foam properties (also see Bezuijen, 2002).

that the TBM deformed at large depths and high

TAPERING (%)

________________ 0.79

water pressures (the tunnel is constructed up to 60 m

The volume losses measured during these projects

FIGURE 1 and FIGURE 2 also show a theoretical curve

below the water line). This could not be explained by

varied, but negative volume losses were sometimes

(Bezuijen, 2002):

the concept of a TBM shield in contact with the soil.

measured in all the projects (there was actually

(1) Where φ 0 is the piezometric head at the tunnel face,

φ

the piezometric head at a distance x in front of the

tunnel face, and R the radius of the tunnel. This relationship is valid for situations where the permeability of soil around the tunnel is constant. In the Netherlands, the sandy layers used for tunnelling are sometimes overlain with soft soil layers of peat and clay with a low permeability. In such a situation, the pressure distribution in the soil can be evaluated as a semi-confined aquifer. This is described by Broere

FIGURE 2 MEASURED EXCESS PORE PRESSURE IN FRONT OF

AN EPB SHIELD ( ) AND APPROXIMATION (BOTLEK RAIL TUNNEL, MQ1 SOUTH). RELATIVELY IMPEMEABLE SUBSOIL.

(2001). I N F LU E N C E O N S TA B I L I T Y Bezuijen et al (2001) and Broere (2001) have shown that the groundwater flow in front of the TBM implies that a larger face pressure is necessary to achieve a stable front. According to Bezuijen et al

FIGURE 3

(2001), the difference is approximately 20 kPa for a

GEOTECHNICAL

10-m-diameter tunnel constructed in sand, where the

PROFILE GHT TUNNEL

top is situated 15 m below the ground surface.

IN POLDER. TUNNEL

Knowledge of this groundwater flow appeared

IS DRILLED FROM RIGHT

essential during the Groene Hart Tunnel (GHT)

TO LEFT IN THIS PICTURE.

project, not to prevent collapse of the tunnel face but to prevent a form of blow-out (Bezuijen et al, 2001). This tunnel enters a deep polder where the piezometric head in the sand layers underneath the soft soil layers is higher than the surface level (see FIGURE 3 ). As a result, the effective stresses beneath the soft

soil layers are extremely small. The calculated excess pore pressure in the sand layer induced by the tunnel-

GEOinternational – July 2008

49


PROCESSES AROUND A TBM

heave). It is clear that the measured volume loss can

radius, r the radius of the tunnel and the grout, and G

calculate the pressure distribution under flow, the

be less than the volume loss due to tapering. This

the shear modulus of the soil around the tunnel.

flow direction of both the bentonite and the grout

leads to the idea (Bezuijen, 2007) that the soil is not

The flow around the TBM shield can be described as:

must be known. These flow directions can vary during the tunnelling process (Bezuijen, 2007). On average,

in contact with the TBM all over the TBM. (3)

Overcutting at the tunnel face can lead to bentonite flow over the TBM shield from the face towards the tail. Grout pressure during grout injection is usually higher at the tail than the soil pressure. The soil is therefore pushed away from the TBM, and grout will flow from the tail over the shield. It is possible to describe flow on the shield, if it is assumed that both the bentonite and the grout are Bingham liquids, that the yield stress is dominant in the flow behaviour, and that there is linear elastic soil behaviour. A more or less conceptual model is developed, assuming a cylindrical symmetrical situation around the tunnel axis. Changes in the soil radius for such a situation can be described as (Verruijt, 1993): (2) Where ∆ is the change in pressure, ∆r the change in

however, the TBM advances and therefore the

Where ∆P is the change in pressure due to the flow,

∆x a length increment along the TBM, s the gap width between the tunnel and the soil, and τγ the shear stress of the grout around the TBM. α is a coefficient indicating whether there is friction between the soil or bentonite and the grout (α =1) only, or also between the TBM and the grout or bentonite (α =2). Viscous forces are neglected in this formula. This is permissible due to the low flow velocities that can be expected

bentonite and grout front must also advance in the same direction to achieve a stable situation. This means that grout and bentonite only move with respect to the soil, and not with respect to the TBM. Therefore α = 1 for both the bentonite and the grout. The result of an example calculation using the parameters given in Table 2 is shown in FIGURE 4 .

_________________ TABLE 2 INPUT PARAMETERS USED IN CALCULATION WITH BENTONITE AND OVERCUTTING.

With no grout or bentonite flow around the TBM, tapering will lead to an effective stress reduction

LENGTH TBM SHIELD DIAMETER

proceeding from the TBM’s face to the tail according

DIAMETER REDUCTION

to equation (2). The grout and bentonite flow will

OVERCUTTING

change this pressure distribution. In order to

ASYMMETRIC (1) OR SYMMETRIC (2)

FIGURE 4 PRESSURES AND GAP WIDTH ALONG A TBM. GROUT PRESSURES

5 m 10 m 0.2 % 0.015 m 2

GRAIN STRESS

150 kPa

GROUT PRESSURE

400 kPa

PORE PRESSURE

200 kPa

PRESSURE ON TUNNEL FACE

250 kPa

SHEAR MODULUS (G) SHEAR STRESS GROUT

90 MPa 1.6 kPa

_________________ SHEAR STRESS BENTONITE

0.01 kPa

AND BENTONITE PRESSURES. PARAMETERS SEE TABLE 2. PLOTS SHOW PRESSURES AND GAP WIDTH FOR THE BENTONITE AND GROUT PRESSURE SEPARATELY AND THE COMBINED RESULT.

The FIGURE shows that the gap width for a completely stiff soil mass would increase from 0.015 m at the front to 0.025 m at the tail of the TBM. If there were only grout pressures, the gap width would be 0.028 m at the tail of the TBM, due to the grout pressure that is larger than the total stress. However, the gap would close at 3.4 m from the tail. If the influence of the bentonite is included, there is still a gap width of 0.01 m at the tunnel face (5 m from the tail). The line through the triangles presents the gap width due to the combined effects of both the bentonite and the grout. The plot above presents the pressures in the same way. CO N S E Q U E N C E S A N D S TAT U S The model shows that the volume loss is not determined by tapering of the TBM (as suggested for example by Kasper & Meschke, 2006), but is influenced by the pressure distribution of the bentonite and grout. With sufficient grout pressure, it is possible to have a ‘negative’ volume loss (the surface level rises after the TBM passes). It also explains that bentonite is sometimes found in the tail void, and grout is found

50

GEOinternational – July 2008


PROCESSES AROUND A TBM

FIGURE 5 in the pressure chamber. The first situation occurs

SOPHIA RAIL TUNNEL,

when bentonite pressure is relatively high and grout

SOIL STRATIFICATION

pressure is low (we will see that it is quite difficult to

AND LOCATION OF

control grout pressure, especially during ring

EXTENSOMETERS AT

building). The second situation occurs when grout

THE MEASUREMENT

pressures in the tail void are relatively high (which

LOCATION.

may occur during drilling).

(PICTURE ARNE BEZUIJEN)

Contrary, however, to the model described for the pore pressures in front of the TBM and the grout pressure, to be described in the following sections, the experimental evidence for this model is still limited. To our knowledge, pressure distribution around the TBM shield has never been measured. The

FIGURE 6

shield was perforated during construction of the

EXTENSOMETER

Western Scheldt tunnel but no grout was found

RESULTS. THE VERTICAL

between the shield and the soil (Thewes, 2007). The

LINE SHOWS WHEN

fact that no grout was found during this investigation

THE TAIL OF THE TBM

may be caused by the fact that, in reality, the TBM

PASSES. SOIL ABOVE

will not be placed as symmetrically in the drilled hole

THE TBM IS ALREADY

as suggested in this simple model. The TBM must be

COMPRESSED BEFORE

in contact with the soil at some point to maintain

THE TAIL PASSES

mechanical equilibrium. There will be no grout around the shield at that location. Guglielmetti (2007) rightfully argues that more research is needed in this field, because: ‘The topic (flow of bentonite and grout around the TBM) is

TA I L VO I D G R O U T I N G

mechanised tunnelling, being the management of the void around the shield of a TBM as one of the major

MEASUREMENTS The Sophia rail tunnel was constructed in sandy sub-

definitely one of the most important in the field of I N T R O D U C T I O N TA I L

soil overlain with soft soil layers (see FIGURE 5 ). The

VO I D G R O U T I N G

water table is close to the surface. During construction

sources of concern for both designers and

Coming at the end of the TBM, the tail void grouting

of the Sophia Rail tunnel, two rings in the lining

contractors involved in urban tunnelling projects’.

process is important. The process determines the

were each equipped with 14 pressure sensors. The

There is some evidence from the results of extenso-

loading on the soil and on the lining.

pressures measured with one of these instrumented

meter measurements carried out at the Sophia Rail

The pressure distribution caused by tail void grouting

rings are shown in FIGURE 7 .

Tunnel. The results of the extensometers (shown in

has been studied during construction of the Sophia

These measurements are discussed in detail in

FIGURE 5 ) are presented in FIGURE 6 during passage

Rail Tunnel (Bezuijen et al, 2004) and the Groene Hart

Bezuijen et al (2004): we will only describe the main

of the TBM. The results show that there is initially

Tunnel. Here, we will describe the fundamental

phenomena here. The upper plot in FIGURE 7 shows

some extension of the soil in front of the TBM due to

mechanisms using measurements from the Sophia

the drilling velocity, when drilling occurs, and when

the relatively low stresses at the tunnel face.

Rail Tunnel, as they have provided the most complete

there was a standstill for ring building. It can be seen

However, the soil above the tunnel (see the extenso-

data set until now.

that an increase in pressure is measured as soon as

meter at –12.5 m) is compressed several rings before

The study of grout pressures was initiated by earlier

the pressure gauges (built into the lining elements)

the tail of the TBM passes (the vertical line) indica-

measurements performed at the Second Heinenoord

moved from the grease into the grout. Pressure

ting heave, and there is therefore no settlement due

Tunnel and the Botlek Rail Tunnel. These measure-

increases as long as drilling continues, and decreases

to the tapering. When the TBM has passed, the

ments did not match the generally accepted

when drilling stops during ring building.

extensometer at -12.5 m follows the course of the

assumption at that time – at least in The Netherlands –

grout pressures measured around the lining. This will

that the vertical pressure gradient in liquid grout

be discussed in more detail in the next section, and

must be dictated by the density of the grout, and that

The mechanism that leads to these pressure

shows that a change in grout pressure indeed leads to

the pressure distribution after hardening must

variations is explained in Bezuijen & Talmon (2003).

a change in soil deformation.

reflect the K0 (the ratio between the horizontal and

Grout bleeding or consolidation of the grout leads to

We are currently working on the possibility of

vertical soil pressure). In reality, the vertical pressure

a volume loss of grout. Experiments showed that this

measuring pressures around the shield.

gradient was lower and the influence of K0 could not

volume loss is between 3% and 8%, depending on

be detected.

the type of grout (Bezuijen & Zon, 2007). This

GROUT PRESSURES

GEOinternational – July 2008

51


PROCESSES AROUND A TBM

For slow hardening or non-hardening grouts, the FIGURE 7

strength increase in the grout is caused by grout

FIRST TUBE SOPHIA

bleeding or consolidation. It should be realised that

RAIL TUNNEL: DRILLING

this strength increase is only present when the tunnel

VELOCITY AND

is drilled through a permeable soil. When drilling

MEASURED GROUT

takes place through less permeable soils such as clay,

PRESSURES AT THE RIGHT

this consolidation will be much lower and the grout

SIDE OF THE TUNNEL AS

will be in liquid form over a greater part of the

A FUNCTION OF TIME.

tunnel’s length. This has consequences for loading on the lining, as we will discuss later. PRESSURE GRADIENTS The vertical pressure gradient over the tunnel lining is important when calculating the longitudinal loading on the lining. The vertical pressure gradient that was measured during construction of the first tunnel tube of the Sophia Rail Tunnel is shown in FIGURE 8 . The pressure gradient starts at nearly 20

kPa/m and decreases to values under the pore water pressure gradient of 9.81 kPa/m. The tail void grout used for this tunnel had a density of 2190 kg/m3. If the vertical pressure were to increase with depth in accordance with this density, the pressure gradient should be 21.5 kPa/m. Results showed that the measured vertical density is always lower. This is because the grout is a Bingham liquid, with a viscosity FIGURE 8

and a yield stress. The grout has to flow downwards if

FIRST TUBE SOPHIA

more grout is injected in the upper half of the tunnel.

RAIL TUNNEL: PRESSURE

This downward flow needs a driving force to over-

GRADIENT OVER THE

come the yield stress, and the pressure gradient will

TUNNEL LINING AT ONE

therefore be less than the gradient that is calculated

LOCATION, AND

from the density. Talmon et al. (2001) developed a

PUMP ACTIVITY FOR

numerical program to calculate the pressure distribu-

ONE OF THE INJECTION

tion in the tail void due to injection. We only describe

POINTS (A1) AS A

some of the consequences here. If the viscosity is not

FUNCTION OF TIME.

taken into consideration, the maximum pressure gradient (dP/dz) that can be expected is: (3)

consolidation leads to stress reduction in the

that the original K0 can no longer be found in the

Where ρgr is the density of the grout, g the accelera-

relatively stiff sand layer. This stress reduction is

grout pressures. The pressure decrease due to volu-

tion of gravity, τγ the yield strength of the grout, and

measured as a reduction of grout pressure. The

me loss in the grout has changed the original stress

s the width of the tail void gap between the soil and

effective stresses will ultimately be very small: the

state, and unloading of the soil leads to much lower

the lining. If the yield stress in the grout is low, the

minimum stress that is necessary to keep the hole in

stresses. Since the stresses in the sand around the

vertical pressure gradient is determined by the grout

the ground open. Leca & Dormieux (1990) calculate

tunnel decrease, the sand reaction will be the

density (21.5 kPa/m for the Sophia Rail Tunnel,

this for a tunnel opening in sand. They calculate that

reaction of a very stiff material. Only a small volume

slightly higher than the maximum value measured in

a cylindrical cavity in the ground remains open when

decrease in the grout will lead to a large decrease in

FIGURE 8 ). Consolidation or hardening of the grout

effective stresses of only a few kPa are applied.

stresses. Calculation methods quite often still use the

leads to a higher yield stress, and thus to a lower

original in-situ stresses to calculate loading on the

gradient.

The consequence is that grout pressures around the

lining. For a tunnel in sand, this leads to a calculated

lining will decrease to values that are only a few kPa

loading that is much too high, as shown by Hashimoto

A complicating factor is that the maximum shear

above the pore water pressure. It is therefore clear

et al. (2004).

stress that can be developed is a vector. If the

52

GEOinternational – July 2008


PROCESSES AROUND A TBM

maximum shear stress is developed in one direction, FIGURE 9

there will be no shear stress perpendicular to that direction. When drilling starts for a new ring and the

POSITION OF PORE

grout pumps are activated, the elastic soil reaction

PRESSURE GAUGES AND

will lead to an increase of the tail void and grout will

GROUT PRESSURE GAUGES

therefore flow backwards from the TBM. Ring shear

AT RING 2117 OF THE GHT.

stresses barely develop in this situation, and the vertical gradients therefore increase during drilling. They decrease again when drilling stops (FIGURE 8 ). Further from the TBM, the vertical gradients decrease and become equal to the gradient according to the buoyancy forces. This has to be the case, because the total force on the lining far away from the TBM must be zero. The vertical pressure gradient therefore compensates for the weight of the lining. As a result, the gradient becomes lower than the gradient in the pore water. This is because the average density of the lining is lower than the density of pore water. One remarkable result is that the vertical pressure

FIGURE 10

gradient at some distance from the TBM (at 12:00 in

PORE PRESSURES AND GROUT

FIGURE 8 , 5 rings behind the TBM) decreases during

PRESSURES MEASURED AT

drilling. The flow no longer has any influence at this

GHT (ALSO SEE TEXT).

point, but drilling and grout injection lead to higher gradients in the first part of the lining and therefore to higher buoyancy forces. The first rings have the tendency to move upwards, which must be compensated by the TBM and the rings further away. This partly compensates for the weight of the rings further from the TBM, so that the effective weight of these rings and also the vertical gradient is less.

INFLUENCE ON PORE WATER PRESSURES In the section on flow in coarse and fine granular material it is described how no plastering occurs at

pressure gauges on Ring 2117 of the tunnel (see

The measurements show another remarkable feature.

the front when drilling takes place in fine to medium-

FIGURE 9 ).

Grout pressure gauge 05 follows the water pressure

fine saturated sand, because the bentonite filter cake

FIGURE 10 shows the measurement results. The grout

after 3.20:00, but this is not the case for gauge 03.

is destroyed by the cutting wheel before it is able to

pressure gauges on Ring 2117 give no signal before

This may indicate that there is no ‘sealing’ grout layer

form. As a result, water flows from the tunnel face

they are in the grout. The PPTs show a slight increase

around gauge 05, so that it is possible to measure the

into the soil. The section on grout pressures

during drilling due to the excess pore pressure

pore water pressure.

describes described how consolidation of the grout

generated at the tunnel face. As drilling stops, the

also leads to a water flow from the tunnel lining into

pore pressure reduces to the hydrostatic pressure.

LOADING ON TUNNEL LINING

the soil, because water expelled from the grout will

The various construction cycles can be seen. There is

We have seen in the section on pressure gradients

flow into the surrounding soil. A grout cake will form

a sharp increase in grout pressure when Ring 2117

that vertical pressure gradients exist in the zone

however, because the consolidated grout is no longer

leaves the TBM, followed by a decrease due to

where the grout is not yet consolidated or hardened

disturbed. It is therefore reasonable to assume that

consolidation. It is remarkable however that this has

which are higher than corresponds to the weight of

examination of the variation in pore pressure in soil

virtually no influence on the measured pore pressures

the lining. Measurements at the Sophia Rail Tunnel

next to a tunnel under construction will show pore

at less than a metre from these gauges. This result is

showed that the gradient decreases more or less line-

pressures that are dominated by pressures existing at

confirmed by numerical calculations. The quantity of

ar with the distance (see FIGURE 11 ). As a result, that

the tunnel face. This theory was tested at the Groene

water expelled from the grout is far less than the

part of the lining is pressed upwards by the buoyancy

Hart Tunnel. Pore pressure transducers (PTTs) were

water flow from the tunnel face. The latter dominates

forces. It is necessary to mobilise shear forces from

installed as close as 0.75 m from the tunnel lining.

the pore pressures.

the TBM to achieve a stable tunnel lining. This will

The PTTs were placed in one plane, with the grout

lead to bending moments in the lining.

GEOinternational – July 2008

53


PROCESSES AROUND A TBM

Bezuijen & Talmon (2005) have shown that the

decrease, with the moments becoming negative at a

higher in the soil than in the equilibrium situation far

moments in the liquid grout zone increase backwards

greater distance from the tunnel. Bogaards & Bakker

behind the TBM.

from the TBM (see FIGURE 12 ). A positive moment

(1999) and Hoefsloot (2008) argue that the remaining

Hoefsloot and Talmon both model the tunnel lining

means here that the force on the lower part of the

bending moment is a result of the staged construc-

as a beam on an elastic foundation, except for lining

tube is higher than on the upper part. At the TBM,

tion of the tunnel. They developed a calculation

elements inside the TBM and lining elements in the

this moment is created by the TBM itself. This is

model to take into account the different stages in

liquid grout zone, see FIGURE 13 . The exact boundary

because face pressure is higher at the bottom due to

construction. However, Talmon (2007) has shown

conditions and the transition between liquid and

larger soil stresses.

that such a ‘staged’ calculation is not necessary to

solid grout are still the subject of debate.

At the Groene Hart Tunnel the bending moment in

find the same results.

Although example calculations have been presented

the lining was measured for a large distance behind

According to Talmon, the negative moment appears

that show good correlation with measurements (see

the TBM using strain gauges installed in the lining

at some distance from the TBM because the reaction

FIGURE 14 ), there are still uncertainties with this type

segments. There is an increase in the moment for a

force to compensate the buoyancy in the fluid grout

of calculation that need further research:

few rings, in accordance with the calculations

zone is situated further from the TBM than the buo-

 An important input parameter is the moment and

previously mentioned. There is subsequently a

yancy force itself. The tunnel lining is ‘pushed’ a bit

shear force that is transferred from the TBM to the lining. While the moment can be derived from the jack forces, the shear force is not determined.

FIGURE 11

 With generally-accepted parameters for the lining

EXAMPLE OF GRADIENT IN

stiffness and the soil’s elastic parameters, the

THE GROUT PRESSURE AS

calculated movement of the lining is much smaller

A FUNCTION FROM THE

than the measured movement.

DISTANCE (0 ON THE X-AXIS

 The grout pressures are only measured when the

REPRESENTS THE POINT WHERE

grout is more or less in the liquid phase. This

THE LINING IS MORE OR LESS

results in loading on the tunnel lining as shown

FIXED. THE TBM IS AT 9 M).

in FIGURE 11 . However, loading on the lining in

RESULTS FROM SOPHIA RAIL

situations where the grout has hardened is less

TUNNEL (BEZUIJEN ET AL. 2004).

known. This is because the instruments used were not suitable to measure pressures when grout has hardened. Conclusions that can be drawn from this type of calculations are:  The length of the liquid grout zone and the density

FIGURE 12

of the grout are extremely important parameters

CALCULATED SHEAR FORCE

when calculating bending moments in the lining. If

AND MOMENT IN THE LINING,

this length is too long, loading will be too high and

AND DISPLACEMENT WHERE

tunnelling will not be possible (also see Bezuijen &

THE GROUT HAS NOT YET HARDENED. CALCULATED

Talmon, 2005).  The shear force that is exerted on the lining by the

MOMENTS ARE DIVIDED

TBM is an important parameter. It is therefore

BY 10.

worthwhile to measure this shear force.

COMPENSATION GROUTING Grout consolidation also appeared to be important when describing compensation grouting. Experiments (Gafar et al, 2008) showed that the fracturing FIGURE 13

behaviour in compensation grouting depends on the

BOUNDARY CONDITION

specification of the grout. If more cement is added,

FOR BEAM CALCULATION.

the permeability of the grout is higher and there will be more consolidation and leak-off during grout injection. Gafar et al describe how this influences the fracturing behaviour. Recent tests carried out as part of the research project on compensation grouting present proof of the suggested grout consolidation

54

GEOinternational – July 2008


PROCESSES AROUND A TBM

mechanism. At Delft University, the density of FIGURE 14

grout bodies made in two compensation grouting experiments was analysed in a CT-scan. Such a

BENDING MOMENT RING 2117,

CT-scan can be used to determine the density of the

MEASUREMENT AND

material tested. The grout mixtures used in the

CALCULATION. GROENE HART

experiments are shown in TABLE 3 .

TUNNEL (HOEFSLOOT, 2008).

_________________ TABLE 3 SPECIFICATION OF GROUT MIXTURES USED IN FRACTURE TESTS (WCR = WATER-CEMENT RATIO). COCLAY D90 CA ACTIVATED BENTO-NITE IS USED. M I X TU R E 1

WC R 1

B E N TO N I T E %

k (M/S)

7

5•10-8

_________________ 2

10

7

6.10-10

FIGURE 15 DENSITY MEASURED WITH A CT-SCAN. RAW DATA (INSET)

The results of the CT-scans are shown in FIGURE 15

AND DENSITY. CORRECTION

and FIGURE 16 . The results of the first grout mixture

FOR BEAM HARDENING EFFECT

clearly show an increase in density at the boundary of

AND CALCULATED VALUE OF

the grout body. Grout at the boundary of the sample

THE DENSITY OF THE GROUT

is consolidated. The grout body made with the

ALONG THE LINE SHOWN IN

second mixture has a more constant density across

INSET. MIXTURE 1 IN TABLE 3.

the fracture (the middle section). In the second experiment, the CT-scan was performed while the grout body was still in the sand. The more homogeneous density of the grout body in the second test is understandable if the permeabilities of the grout are considered. The lower permeability of the second grout sample results in much less grout consolidation within the limited injection time. The grout density in the fracture therefore does not increase at the boundary of the grout as is the case for mixture 1. tory of the Groene Hart Tunnel to prevent a The permeabilities were determined using the proce-

blow-out, and the grout was changed in a tunnel

dure suggested by McKinley and Bolton (1999), a

project in London where it appeared that the liquid

form of oedometer test with drainage on one side.

zone of traditional grout for a tunnel drilled in clay

This procedure can also be used to test the consoli-

with no possibility of consolidation was too long to

dation properties of tail void grout. However, the

achieve the desired drilling speed.

thickness of the grout layer in the test should be

However, the authors believe that the results can

identical to that in the field. This is to avoid scaling

make an even greater contribution to improving

effects that occur because hardening of the grout is

shield tunnelling. Knowledge about the influence of

independent of the sample size (Bezuijen & Zon,

excess pore pressures on face stability can improve

2007).

definition of the pressure window at the tunnel face,

FIGURE 16 GROUT DENSITY IN A FRACTURE MEASURED WITH A CT-SCAN. MIXTURE 2 IN TABLE 3

so preventing a blow-out due to excessively high

DISCUSSION

pressures and instability caused by pressures that

The research described above has increased under-

are too low. In combination with research on EPB

standing of the processes that occur around a TBM

tunnelling in clay (Merrit & Mair, 2006), foam

during tunnelling. This has already had consequences

research for EPB tunnelling in sand can lead to better

for practical aspects of tunnelling. Examples are the

control of the EPB process. It has already been

excess pore pressures in front of the TBM: extra sand

discussed how flow around the TBM is important for

was added locally above the planned tunnel trajec-

TBM design, and that more experimental evidence is

GEOinternational – July 2008

55


PROCESSES AROUND A TBM

needed. Research into grouting can lead to smaller

thank these organisations for giving us the

and A.F. van Tol, (2008) Fracturing of sand in

settlement troughs and optimisation of loading on

opportunity to perform this research. We also wish

compensation grouting. Proceeding 6th Int.

the lining. This last aspect may lead to cheaper lining

to thank the project organisations of the different

Symposium on Underground Construction in soft

construction.

tunnels for giving permission to use tunnelling data in

Ground, Shanghai. Guglielmetti V., 2007. Tunnels

The results must be discussed with tunnel builders

our research. And last but not least, we would like to

and Tunnelling International, October, P32.

and contractors if improvements to the shield

thank our fellow members in the COB committees for

– Hashimoto T., Brinkman J., Konda T., Kano Y.

tunnelling process are to be achieved. Discussion

their stimulating discussions on the various subjects.

Feddema A.. 2004. Simultaneous backfill grouting,

about certain aspects has already started, but we hope that this paper will stimulate the involvement of more parties.

CONCLUSIONS

pressure development in construction phase

REFERENCES

and in the long term. Proc. ITA Singapore.

– Aime R, Aristaghes P, Autuori P. and S.Minec,

– Hoefsloot F.J.M. 2008, Analytical solution

2004. 15 m Diameter Tunneling under Netherlands

longitudinal behaviour Tunnel lining, Proceeding

Polders, Proc. Underground Space for Sustainable

6th Int. Symposium on Underground Construction

To understand the processes that are important when

Urban Development (ITA Singapore), Elsevier.

in soft Ground, Shanghai

tunnelling with a TBM, the flow processes around a

– Anagnostou G. & Kovári K., 1994. The face

– Kasper T. & Meschke G., 2006. On the influence

TBM must be considered: groundwater flow at the

stability of Slurry-shield-driven Tunnels. Tunnelling

of face pressure, grouting pressure and TBM

tunnel face, bentonite and grout flow around the

and Underground Space Technology, Vol 9.

design in soft ground tunnelling. Tunn. and

TBM, and grout flow and grout consolidation around

No.2. pp 165-174.

Undergr. Space Techn.21 160–171

the tunnel lining. The research described in this paper

– Bakker K.J. & Bezuijen A., 2008. 10 years of bored

– Leca E. & Dormieux L., 1990. Upper and lower

has brought about progress with regard to these flow

tunnels in the Netherlands. Proceeding 6th Int.

bound solutions for the face stability of shallow

processes during tunnelling in soft ground:

Symposium on Underground Construction

circular tunnels in frictional material.

 The groundwater flow at the tunnel face is

described.

in soft Ground, Shanghai

Géotechnique 43, 5-19 (in French)

– Bezuijen A. 2007. Bentonite and grout flow

– Merritt, A.S & Mair R.J., 2006. Mechanics of

around a TBM. Proc. ITA 2007, Prague.

tunnelling machine screw conveyors: model tests.

– Bezuijen A. & Zon W. van der, 2007. Volume

Geotechnique 56, issue 9, November, 605-615.

changes in grout used to fill up the tail void.

– McKinley J.D. and Bolton M.D., 1999.

Proc. ITA 2007, Prague.

A geotechnical description of fresh cement grout –

– Bezuijen, A. & H. van Lottum (eds), 2006,

Filtration and consolidation behaviour. Magazine of

grout has been developed. Although this model

Tunnelling A

Concrete Research 51, Vol. 5 October, 295-307

must still be verified using the results of measure-

– Decade of Progress. GeoDelft 1995-2005, Taylor

– Steiner W. (1996) Slurry penetration into coarse

ments, it shows some promising results.

and Francis/Balkema, Leiden, ISBN 0 415 39113 4

grained soils and settlements from a large slurry shield

– Bezuijen A., Talmon A.M., Kaalberg F.J. and

tunnel. Proc. Geotech. Aspects of Underground

Plugge R., 2004. Field measurements of grout pressu-

Construction in Soft Ground, London, Mair

about the grouting process and the resultant lining

res during tunneling of the Sophia Rail tunnel. Soils

and Taylor (eds). Balkema, Rotterdam, ISBN

loading.

and Foundations vol, 44, No 1, 41-50, February

9054108568, pp 329-333.

– Bezuijen A., Talmon A.M, 2003. Grout the foundati-

– Steiner W. (2007) Private communication.

Although not unusual, it is interesting to see that this

on of a bored tunnel, 2003, Proc ICOF 2003 Dundee.

Talmon A.M., 2007. Notes on analytical beam

research also raises new questions: what is the exact

– Bezuijen A., 2002. The influence of soil permeability

model, Delft Hydraulics report Z3934/Z4145

position of the TBM during the tunnelling process,

on the properties of a foam mixture in a TBM. 3rd. Int.

– Talmon A.M., Aanen L. Bezuijen A. Zon W.H.

what is the interaction between the TBM and the

Symp. on Geotech. Aspects of Underground

van der, 2001. Grout pressures around a tunnel

lining, are the predicted pressures around the TBM

Construction in Soft Ground, IS-Toulouse

lining Proc. Int. Symp. on Modern Tunneling

correct, and what are the consequences for our

– Bezuijen A., Pruiksma J.P., Meerten H.H. van 2001.

Science and Techn. Kyoto.

design methods? Even in a relatively simple beam

Pore pressures in front of tunnel, measurements,

calculation for calculating loading on the lining in a

calculations and consequences for stability of tunnel

– Thewes, M., (2007), Private communication. – Verruijt A., (1993), Soil Dynamics,

longitudinal direction it appears that uncertainties

face. Proc. Int. Symp. on Modern Tunneling

Delft University of Technology, b28.

in the boundary conditions determine the outcome

Science and Techn. Kyoto.

of the calculation. As long as these uncertainties

– Bogaards P.J., Bakker K.J. 1999, Longitudinal

REPRINTED FROM : Bezuijen, A. Talmon,

remain, more sophisticated numerical calculations

bending moments in the tube of a bored tunnel.

A.M. 2008. Processes around a TBM,

will present the same uncertainties.

Numerical Models in Geomechanics Proc.

In: Charles Ng et al. (eds),Geotechnical Aspects

NUMOG VII: p. 317-321

of Underground Construction in Soft Ground.

– Broere W. 2001. Tunnel Face Stability & New CPT

Proceedings of the 6th International Symposium

The research described in this paper was sponsored

Applications. Ph.D. Thesis, Delft University of

IS-Shanghai 2008 (Shanghai, China, 10-12 April

by COB, the Dutch Centre for Underground

Technology, Delft University Press.

2008), forthcoming 2009.

Construction, and Delft Cluster. We would like to

– Gafar K., Soga K., Bezuijen A., Sanders M.P.M.

© 2009 Taylor & Francis. Used with permission.

 The muck in the mixing chamber is described as a

function of drilling speed and permeability.  A conceptual model for the flow of bentonite and

 Considerable information has been obtained

ACKNOWLEDGEMENTS

56

GEOinternational – July 2008


At dusk on December 2 1959, engineers decided after heavy rains and an impending overflow of the reservoir to open the bottom valve outlet of the Malpasset concrete arch dam. Sixty metres of water pressure were then unleashed to try and lower the water levels in the reservoir. Three hours later the dam failed when the foundation of gneissic-schistose rock beneath the left abutment slid along a wedge. The reservoir water rushed towards the sea as almost sixty metres of flood water gushed through the completely obliterated left abutment portion of the dam. For eleven kilometres the water tore up farms, river banks and infrastructure as it headed towards the estuary of the Reyran River at Fréjus into the Mediterranean. 423 people died as a result of this disaster as well as flooding and destroying property and infrastructure along the path of the unleashed torrent.

ANALYSING THE ANALYSIS OF THE MALPASSET ARCH DAM FAILURE OF 1959 M I C H I E L M AU R E N B R E C H E R D E L F T U N I V E R S I T Y O F T E C H N O LO GY , S E C T I O N G E O - E N G I N E E R I N G

Londe, Gaston Vigier and Raymond Vormeringer

Londe, however, seems to have been put on the side-

The design engineer, André Coyne of the well-

(1969 and 1970). Subsequently, Pierre Londe

lines despite his international reputation, especially

established engineering partnership of Coyne et

published a number of papers in the Quarterly

in the International Society of Rock Mechanics.

Bellier based in Paris, was nearing the end of his

Journal of Engineering Geology (1973) and in

The Malpasset dam failure could be recognised as the

professional career and had over one hundred

Engineering Geology (1987). Both these publications

starting point of the discipline of rock mechanics

successful dams constructed. Despite the calamity

were milestones: The QJEG providing an introduction

in Civil Engineering (Londe, 1973). Londe analysed

and the first arch dam ever to fail, his immediate

to rock mechanics as is still practiced today, notably

the dam failure in three dimensions using simple

reaction was to try and establish the cause of the

the paper in that issue on slope wedge analysis by

mechanics on a three-dimensional wedge that was

failure (Bellier, 1977).

Hoek, Bray and Boyd. The Elsevier Engineering

believed to exist beneath the left abutment (note:

Geology publication was based on a meeting held to

convention in dams is to always look downstream in

discuss dam failures.

describing which half of the dam one is dealing with).

INTRODUCTION

By 1969, ten years later, publications on the method

The method is not dissimilar to the ‘Block Theory’

of analysis Coyne and Bellier had established started to appear in the international journals, starting with

The milestone QJEG publication re-appeared as part

developed by Richard Goodman and Gen-Hua Shi

two papers in the Journal of Soil Mechanics and

of Hoek and Bray's Rock Slope Engineering almost

(1985). Despite referring to Londe and Malpasset in

Foundation Engineering of the ASCE (American

the same year and re-appeared recently in a new 4th

their books (see also Goodman (1989)) they make no

Society of Civil Engineers). These were by Pierre

edition version by Wyllie & Mah (2004). The work by

attempt at explaining the work done by Londe, Vigier and Vormeringer. Goodman and Shi offer one tantalizing clue, though, that their block theory should be used as the initial step in the process of

FIGURE 1

analysing stability before continuing with the

CONTOUR MAP PRIOR

method of Londe, Vigier and Vormeringer: ‘It is

TO FAILURE SHOWING THE

beyond our present purpose to describe the solution

PLAN OF THE DAM AND

of these parameters (shown in the plot) that

THE UNDERLYING WEDGE

determine the degree of safety of the wedge. We

CAUSING FAILURE.

wish to point out, however, that such an analysis can

CONTOUR MAP BASED ON

only be run after a particular tetrahedral block has

LONDE (1987), WEDGE

been singled out. Block theory is not a substitute

BASED ON LONDE, VIGIER

for the limiting equilibrium analysis but, rather, a

AND VORMERINGER (1970).

necessary prerequisite since it will allow you to determine which block to analyze’. Hence the purpose of this paper is to describe the solution.

STARTING, THEN, WITH BLOCK THEORY Block theory requires plotting stereographic equal angle projection circles of the wedge planes beneath the dam and the plane of the slope (excavation pyramid). Note: many terms exist for ‘wedge’ such as ‘tetrahedral block’ as mentioned above or, used

58

GEOinternational – July 2008


ANALYSING THE ANALYSIS OF THE MALPASSET ARCH DAM FAILURE OF 1959

ration from which the wedge slid or lifted. First

the wedge occurs within a zone defined by a spherical

though the geometry of the wedge has to be obtained.

triangle with its intersection points at the poles of P1,

Surprisingly, one has to resort to a number of

P2 and P3. These are plotted in FIGURE 4 for the upper

techniques to discover what parameters were used to

focal point projection (continuing from FIGURE 3 ).

analyse the stability of the dam! The following

The plot is further extended by connecting pole 1

parameters were determined (after substantial

with the intersection points of planes 1 & 2 and with

‘forensic research’ of the suite of ‘Londe papers'):

planes 1 & 3. This is done for pole 2 with 1 & 2 and

Plane 1:

Upstream face of wedge ‘P1',

2 & 3 and pole 3 with 2 & 3 and 3 & 2. The plots were

dip 45°, dip direction 270°.

all formed by generating the arcs using spherical

Downstream face of wedge ‘P2',

trigonometry equations on a spreadsheet. Normally

dip 40°, dip direction 013°.

these are plotted by hand using an appropriate ste-

Toe face of wedge ‘P3', dip 0°,

reo net. The techniques used on a spreadsheet requi-

dip direction horizontal.

re a separate publication making use of spherical tri-

Plane 2: Plane 3:

The wedge in relation to the dam is shown on contour

gonometry and, in this instance, projection equations

maps before and after failure in FIGURE 1 and 2 . P1

for an equal angle net (the x-scale and y-scale provide

and P2 are faults. P3 was an induced ‘crack’ (Londe,

the projection equations to indicate the spacing in

1973). For the Block Theory to establish removability, a slope (EP) is introduced based on the contour map in FIGURE 1 , this is dip 33° with orientation 280°.

In FIGURE 3 the great circles are plotted of planes 1, 2 and 3 and the slope. These are plotted on an equal FIGURE 2 PHOTOGRAPH AND CONTOUR MAP OF MALPASSET DAM SITE AFTER FAILURE SHOWING TIE-IN BETWEEN WEDGE CONTOURS AND GROUND CONTOURS; SHADED PORTION IS WEDGE. WEDGE CONTOURS BELOW SURVEY CONTOURS (GROUND SURFACE) INDICATING P3 EITHER AT A HIGHER ELEVATION OR PROBABLY P3 CONSISTS OF TWO OR MORE PLANES (PHOTO SOURCE: EN.STRUCTURAE.DE/PHOTOS/INDEX.CFM? JS=7596; PHOTO USED WITH PERMISSION OF PHOTOGRAPHER ALAIN DE LA FOREST (ALAINDELAFOREST@YAHOO.FR)).

angle projection, in this instance using both the ‘upper focal point’ and the ‘lower focal point'. In the upper focal point projection the space within the reference circle (which coincides with the P3 great circle) is the ‘lower hemisphere’ and the ‘outer hemisphere’ is the space outside the reference circle. The three planes result in eight spherical triangles representing eight possible wedges or ‘Joint Pyramids'. Using Shi's theorem (Goodman, 1989) the only wedge that does not intercept the slope great circle is JP 000. This is the wedge which is potentially removable and represents the wedge which was used to solve the stability of the dam foundations. There are two further wedges which are potentially removable should the orientation of the slope change

subsequently in Goodman & Shi (1985) to explain

and these are shown in FIGURE 3 : JP 001 if the slope

their block theory: ‘joint pyramid'. With three planes

dips to 295° and JP 010 for a slope facing towards

there are a possible eight wedges and in combination

265°. JP 000 means that the wedge planes are ‘upper

with an open slope face a ‘removable’ wedge can be

half spaces’ of the discontinuities forming the planes.

defined. Removability means the wedge can move

JP 001 means planes 1 and 2 are still ‘upper half

from the rock mass by sliding on one plane, two

spaces’ and plane 3 is a ‘lower half space'. In this

planes or no planes, the latter situation either by

instance plane 3 would be at higher elevation leaving

‘popping’ or falling out. The wedge, though, will only

an overhanging roof, the ‘upper half space’ in the

FIGURE 3

move if the resultant force on the wedge acts outside

rock mass. In the case of JP 010 planes 1 and 3 form

PLOT OF GREAT CIRCLES P1, P2, P3

a boundary or envelope defined by the geometry of

‘upper half spaces’ and 2 a ‘lower half space'. All

AND SLOPE ON EXTENDED EQUAL

the wedge and slope (region known as a ‘space

three cases should be analysed though JP 010 is unli-

ANGLE NET CONFIRMING THAT THE

pyramid') and the angle of shear resistance of the

kely as the forces exerted on this wedge would pro-

LONDE WEDGE IS REMOVABLE. INNER

wedge discontinuities. Londe did not carry out this

bably ensure it remains in place.

CIRCLE IS LOWER HEMISPHERE AND

first step as the field evidence after the failure defined the wedge surfaces and the wedge configu-

OUTER AREA UPPER HEMISPHERE.

The wedge would be stable if the resultant force on

GEOinternational – July 2008

59


ANALYSING THE ANALYSIS OF THE MALPASSET ARCH DAM FAILURE OF 1959

terms of α). The Londe plots were all done by hand,

ces for ‘magnitude’ in stereographic methods is to

probably using tracing paper placed over an

represent magnitude by use of the internal friction

greater than F sinδ no sliding will occur. This relation-

extended equal angle stereo net of which an example

angle from the Mohr-Coulomb equation. Simply, this

ship simplifies to tanϕ > tanϕ, and even further to

is given in Goodman (1989). The advantage of a spre-

states that shear resistance is the product of the nor-

ϕ > δ, leaving only angles to deal with.

adsheet is that different values can be inserted to

mal force acting on a surface times the tangent of the

test the sensitivity of slope angle and direction, as

friction angle. Hence, if the direction of a force acting

The safe zone defined by the spherical triangle p1, p2

well as difference in dip and dip direction for the dis-

on a plane is known there could be a component

and p3 is expanded by plotting the ‘friction cones’ at

continuity planes.

parallel to the plane and a component normal to the

p1, p2 and p3. If the force direction falls within the

plane ‘mobilising’ the frictional shear strength.

FORCES ON A WEDGE: INFLUENCE OF FRICTION

Consider a force F acting at an angle

δ

shear resistance is F cosδ tanϕ; If F cosδ tanϕ is

cone (δ < ϕ ) sufficient shear resistance is mobilised to

from the

prevent movement. In FIGURE 5 the friction cones

perpendicular to a plane. By resolving this force into

have been added and connected to each other at the

Stereographic projections are three-dimensional

a component along the plane, F sinδ, and a compo-

end between the poles as the force changes direction

representations of angles. Forces have a direction but

nent normal to the plane F cosδ, and substituting this

it acts less on one plane and may start to act on two.

also a magnitude. One simplification making allowan-

into the Mohr-Coulomb equation the mobilised

Londe et al. (1969) and Londe (1973) describe the various types of sliding on one plane, on two planes along the line of intersection and possible dislodge-

FIGURE 4 CONTINUATION OF FIGURE 3, USING A SPREADSHEET CONNECTING POLES OF P1, P2 AND P3 (P1, P2 & P3) WITH INTERSECTION POINTS OF P1-P2, P2-P3 AND P3-P1 (1-2, 2-3 & 3-1) LONDE RUPTURE MODES Z0 THROUGH Z123 SHOWN. A FORCE IN A DIRECTION WITHIN ZONE Z0 IS CONSIDERED AS SAFE.

ment without sliding (or if in the opposite direction, where the wedge would be pushed into the rock mass, compression only). This results in seven modes of movement. Much of these two papers are devoted to this aspect. Goodman (1989) projection lines show where these zones can be found as well, but he has not defined them as such. The essential is if the resultant force falls in a zone that can cause movement or remain stable: a ‘safe zone’ and an ‘unsafe zone'. The Goodman approach and that of Londe are as good as identical. Goodman does have a preference for using the ‘lower focal point’ whereas Londe has used the ‘upper focal point', hence in FIGURE 3 both projections are given. In FIGURE 4 the 'upper focal point’ is used so that direct comparison can be made with the original Londe publications. Further friction angle isolines have been added as was done by Londe showing that the stable zone increases substantially with increase in friction up to the great circle of planes 1, 2 and 3 for ϕ =90°.

FIGURE 5 5 FRICTION ‘CONES’ ADDED TO

PLOTTING FORCES

SHOW INCREASED SAFE ZONE.

Two types of forces are dealt with: the forces exerted

VALUES CORRESPOND TO LONDE

by the dam on the foundation (including the dead

(1973) AND ARE 25°, 15° AND 30°

weight of the wedge) and water pressure (seepage)

FOR SHADED ZONE.

forces acting perpendicular to the wedge planes. The

FRICTION ANGLE ISO-LINES

forces from the dam are the weight of the dam and

PLOTTED FOR 30° THROUGH 90°.

the hydraulic forces of the reservoir acting on the dam. The magnitude and direction of these forces are provided in the 1970 paper but do not specifically refer to the Malpasset Dam. The total weight, including the weight of the portion of the dam resting on the rock volume, is W=111 000 ton. The thrust of the dam is horizontal: Q=84 000 ton. The water forces corresponding to full hydrostatic head are: (1) U1T=85 000 ton; (2) U2T=62 000 tons; and (3)

60

GEOinternational – July 2008


ANALYSING THE ANALYSIS OF THE MALPASSET ARCH DAM FAILURE OF 1959

FIGURE 6 INFLUENCE OF WATER PRESSURE FORCES ON WEDGE PLANES P1, P2 AND P3 WITH FORCE F FROM THE DAM'S WEIGHT, WEIGHT OF THE FOUNDATION WEDGE AND THE HYDRAULIC FORCE OF THE RESERVOIR. NOT SURPRISINGLY, PLANE P1 HAS THE MOST INFLUENCE ON ROTATION OF THE RESULTANT FORCE R (NOTE THAT ROTATIONS ARE FROM F IN COMMON GREAT CIRCLE PLANES F & U 1T , F & U 2T AND F & U 3T . THE ROTATION ANGLES ARE GIVEN IN DEGREES (R VALUES) AT THE ENDS OF THE R VECTORS.

FIGURE 7 PLOTTING INFLUENCE OF WATER PRESSURES. FIRST STAGE: F TO U 1T , F TO U 2T AND F TO U 3T TOWARDS POLES P 1U , P 2U AND P 3U (UPPER HEMISPHERE,

U3T=25 500 ton.

(1993) does indicate a similar approach showing the

THE DIRECTIONS OF THE WATER FORCES

The above paragraph is taken verbatim from the

rotation of f under influence of the build-up of water

ON P1, P2 AND P3 RESPECTIVELY).

paper. Q is shown in a direction 150° using the wedge

pressures. Though they do not refer to any of the

GREAT CIRCLES ARE SHOWN. THE

diagram (replotted in FIGURE 1 ). The ‘dip’ of the

Londe papers, they could possibly have unwittingly

‘DISTANCES’ F TO U 1T , F TO U 2T AND

resultant W with Q would be: tan-1(111 000/84

presented the cause of the Malpasset Dam failure in

F TO U 3T ARE EQUAL TO THE ANGLES

000)=53°.

their paper! A hint to this is given in the opening sen-

DETERMINED IN FIGURE 6.

When this is plotted in FIGURE 5 (150°/53°), the

tence of this paper.

INTERMEDIATE VALUES OF 20%, 40%, 60% AND 80% ARE SHOWN.

resultant is in the ‘safe zone'. If the friction is reduced to zero, sliding of the wedge would occur on plane 3

PLOTTING WATER FORCES

SECOND STAGE IS PLOTTED FOR F & U 1T WITH U 3T (POINT U 13T ) AND F & U 2T

only (zone Z3). As with the orientation of the planes,

To understand the Londe approach, the first paper

the Londe papers do not provide these values; the

(1969) presents a figure (reproduced here in FIGURE 6

WITH U 3T (POINT U 23T ) SHOWING

vector does correspond well with the projections

for the water pressure force vectors on planes P1, P2

GRADUATIONS AGAIN FOR INTER-

(1970 and 1973 papers).

and P3). The amount of rotation of the force F when

MEDIATE PRESSURES 20 THROUGH

The final step is to examine the influence of U1T, U2T

combined with forces U1T, U2T and U3T individually is

80%. COMPLETION OF SECOND STAGE

and U3T on the direction of F vector (point f ). At this

calculated for different percentages of U1T, U2T and

AND FINAL THIRD STAGE TO POINT

stage the final scenario of the analysis has been

U3T. The resulting zone constructed on the stereo-

U 123T IS SHOWN IN FIGURE 8, THIS TIME

reached and to give Londe and his co-authors credit,

graph will show that not the full percentage of the

SOLELY BY GRAPHICAL TECHNIQUES

the approach then and even today 30 years later has

water force is necessary to cause the resultant to

OF INTERSECTING GREAT CIRCLES.

remained unique. A paper by Karaca & Goodman

occur in the ‘unsafe’ zone. These values are plotted in

GEOinternational – July 2008

61


ANALYSING THE ANALYSIS OF THE MALPASSET ARCH DAM FAILURE OF 1959

FIGURE 7 and plotted along the great circles common

FIGURE 8

to f and the poles p1U, p2U and p3U. These poles are located on the upper hemisphere of the stereograph

COMPLETION OF

(the outer portion) as they represent the directions of

PLOT TO DEFINE

the water forces u1, u2 and u3 (perpendicular to the

SAFE (LIGHT BLUE)

planes P1, P2 and P3 in an upward direction as if to

AND DANGER ZONE

lift the underside of the wedge or, strictly, acting on

(LIGHT YELLOW)

the upper half spaces of the wedge discontinuities).

FOR WATER

The water pressures do not, of course, build up

PRESSURES

individually on the wedge planes but build up

SUPERIMPOSED ON

gradually on one plane and possibly more rapidly on

FRICTION ISO-LINES

another depending on their permeability and

KINEMATICS OF

drainage paths. In FIGURE 8 , graphical methods were

POSSIBLE

used to complete the unsafe zone for water

MOVEMENT.

pressures. The total vector positions (100% build-up) are combined by rotating f-u1T in a direction u2 to produce f-u12T and then rotating f-u12T in a direction u3 to produce the point position f-u123T. In this way a zone is created, appropriately shaded indicating the range of positions where a resultant F with U(R) would cause the wedge to be unsafe and show which mode of movement would occur.

LAST WORD ON THE CAUSE OF THE MALPASSET DAM FAILURE?

REFERENCES

slopes. Quart. J. Eng. Geol., 6, No. 1, pp. 93-127.

This article hopefully explains the analysis and model

– Bellier, J. (1977). The Malpasset Dam. Proceedings

– Londe, P. (1987). The Malpasset Dam failure.

used to examine the cause of failure of the Malpasset

Engineering Foundation Conference ‘Evaluation of Dam

Engng. Geol., 24, pp. 295-329.

Dam. It not only condenses the original suite of

Safety', ASCE, New York, pp. 72-136 (originally

– Londe, P., G. Vigier & R. Vormeringer (1969).

papers by Londe but compiles pertinent aspects of

published in French in TRAVAUX, Paris, July 1966).

Stability of rock slopes, a three dimensional study.

the Londe suite essential to the analysis. The analysis

– Goodman, R.E. (1989). Introduction to Rock

Proceedings ASCE, J. Soil Mech. & Found.

is, however, not ‘the last word’ with regard to

Mechanics (2nd edition). John Wiley & Sons, Inc.,

Div., 95, No. 1, pp. 235-261.

exploring the cause of failure. Londe et al. (1970) also

New York.

– Londe, P., G. Vigier & R. Vormeringer (1970).

looked at moment stability of the wedge as the

– Goodman, R.E. & G.H. Shi (1985). Block Theory

Stability of rock slopes, graphical methods.

forces developed on the wedge do not pass through

and Its Application to Rock Engineering.

Proceedings ASCE, J. Soil Mech. & Found.

a common point. This analysis showed that the

Prentice-Hall, Englewood Cliffs (NJ).

Div., 96, No. 4, pp. 1 411-1 433.

wedge was not safe. Further analysis was carried out

– Goodman, R.E. & C. Powell (2003).

– Londe, P., & B. Tardieu (1977). Practical

by Wittke & Leonards (1987) using finite elements

Investigations of Blocks in Foundations and

rock foundation design for dams. Proceedings

resulting in another explanation as to the cause of

Abutments of Concrete Dams. J. Geotech. and

16th U.S. Symposium on Rock Mechanics, ASCE,

failure though broadly it is still the discontinuities

Geoenvir. Engrg., 129, No. 2, pp. 105-116.

and water pressure build up that caused failure. What

– Hoek, E. & J.W. Bray (1981). Rock Slope

none of these analyses considered was what could

Engineering (3rd edition). Institution of

have been the influence of the water spout under 60

Mining and Metallurgy, London.

m of water head when the bottom valve outlet was

– John, K.W. (1968). Graphical Stability Analysis of

opened that fateful evening 48 years ago. Dubbed for

Slopes in Jointed Rock. Proceedings ASCE, J. Soil

the time being as the ‘Karaca-Goodman effect’ is the

Mech. & Found. Div., 94, No. 2, pp. 497-526.

rise in discontinuity water pressures as a result of an

– Karaca, M. & R.E. Goodman (1993).

impinging water jet. It is not the momentum of the

The influence of water on the behaviour of a

water splashing against rock blocks which causes

key block. Int. J. Rock Mech. Min. Sci.

them to dislodge but the rise in discontinuity water

Geomech. Abstr., 30, No. 7, pp. 1 575-1 578.

pressures the water splashing induces. Could this be

– Londe, P. (1965). Une méthode d'analyse à trois

the trigger that initiated instability of the left abut-

dimensions de la stabilité d'une rive rocheuse.

ment wedge at 9 pm that night of December 2, 1959?

62

GEOinternational – July 2008

New York, pp. 115-138.

– Wittke, W. & G.A. Leonards (1987). Retrospective Comments: Modified Hypothesis for Failure of The Malpasset Dam. Engng. Geol., 24, pp. 367-394.

– Wittke, W. & G.A. Leonards (1987). Retrospective Comments: Modified Hypothesis for Failure of The Malpasset Dam. Engng. Geol., 24, pp. 407-421.

– Wyllie, D.C. & C.W. Mah (2004). Rock Slope Engineering (4th edition). Spon Press, Abingdon, Oxfordshire.

Annales des pont et chaussées, 1, p. 37.

REPRINTED FROM The Ingeokring Newsletter,

– Londe, P. (1973). Analysis of stability of rock

double issue 2007 / 2008, used with permission.


10 E J A A R G A N G NUMMER 3 JULI 2008

25 jaar NGO 7-8 september tijdens EuroGeo4 in Edinburgh

Op weg naar een Nederlandse ontwerprichtlijn voor paalmatrassen 1


De collectieve leden van de NGO zijn:

Geokunst wordt mede mogelijk gemaakt door: Subsponsors Colbond BV Postbus 9600 6800 TC Arnhem Tel. 026 - 366 4600 Fax 026 - 366 5812 E-mail geosynthetics@colbond.com www.colbond-geosynthetics.com Ten Cate Geosynthetics Netherlands BV Postbus 236 7600 AE Almelo Tel. 0546 - 54 48 11 Fax 0546 - 54 44 90 www.tencate.com NAUE Benelux Gewerbestrasse 2 32339 Espelkamp-Fiestel Duitsland Tel. +49 5743 41-0 Fax +49 5743 41-240 E-mail info@naue.com www.naue.com

1. 2. 3. 4. 5. 6.

Bonar Technical Fabrics NV, Zele Bouwdienst Rijkswaterstaat, Utrecht Colbond BV, Arnhem CUR, Stichting, Gouda Enviro Advice BV, Nieuwegein Fugro Ingenieursbureau BV, Leischendam 7. Genap BV, ‘s-Heerenberg 8. Deltares, Delft 9. Geotechnics Holland BV, Amsterdam 10. GeoTipptex Kft, Koudekerk a/d Rijn 11. Geopex Product (Europe) BV, Gouderak 12. Holcim Grondstoffen BV, Krimpen a/d IJssel 13. Movares Nederland BV, Utrecht 14. Intercodam Infra BV, Amsterdam 15. InfraDelft BV, Delft 16. Joosten Kunststoffen, Gendt 17. Kem Products NV, Heist op den Berg (B) 18. Kiwa NV, Rijswijk 19. Naue Benelux BV, Dongen 20. Ooms Nederland Holding, Scharwoude 21. Pelt & Hooykaas BV, Rotterdam 22. Prosé Kunststoffen BV, Britsum

23. Quality Services BV, Bennekom 24. Robusta BV, Genemuiden 25. Rijkswaterstaat DWW, Delft 26. Schmitz Foam Products BV, Roermond 27. Stybenex, Zaltbommel 28. Ten Cate Geosynthetics Netherlands BV, Almelo 29. Tensar International BV, Oostvoorne 30. Terre Armee BV, Waddinxveen 31. TNO Ind. Div. Prod Onderzoek, Eindhoven 32. T&F Handelsonderneming BV, Oosteinde 33. Trisoplast® Mineral Liners, Kerkdriel 34. Unidek BV, Gemert 35. Van Oord Dredging and Marine Contractors, Rotterdam 36. Van Oord Nederland BV, Gorinchem 37. Voorbij Groep BV, Amsterdam 38. Zinkcon Boskalis Baggermij., Papendrecht 39. Ceco BV, Maastricht

Enkagrid ®

Steil talud, Noorder Dierenpark Emmen,

Enkagrid PRO, Enkagrid MAX en Enkagrid TRC

gewapend met Enkagrid PRO

Colbond biedt met de geogrids Enkagrid PRO, MAX en TRC een compleet pakket aan effectieve oplossingen voor grondwapening en stabilisatie voor o.a. steile taluds, (on-)verharde wegen, blokkenwanden, parkeerhavens, platforms, dijklichamen en funderingen.

64

GEOkunst – juli 2008

Big Spotters’ Hill op de Floriade, gewapend met Enkagrid PRO

Enkagrid PRO is als gecertificeerd polyester geogrid gebruikt in vele gewapende hellingen. Enkagrid TRC heeft zich bewezen als grondstabilisatie op zeer slappe ondergrond. Hierin hebben het aramide geogrid en het vlies zowel een wapenings- als een scheidingsfunctie. Enkagrid MAX biedt door de stijve knooppunten een goede haakweerstand en een hogere verdichtingsgraad voor het granulaat in een wegfundering.

Ruim 30 jaar ervaring in onderzoek, ontwikkeling, productie en levering van producten voor grondwapening en stabilisatie maakt Colbond uw juiste partner voor ontwerp, levering en begeleiding. Colbond bv Postbus 9600 6800 TC Arnhem Tel.: 026 366 4600 Fax: 026 366 5812 geosynthetics@colbond.com www.colbond.com


Colofon

Van de redactie

Geokunst wordt uitgegeven door de

In de vorige uitgave van Geokunst heeft Jan Heemstra ons laten zien hoe Prof.

Nederlandse Geotextielorganisatie. Het is bedoeld voor beleidsmakers, opdrachtgevers, ontwerpers, aannemers

Keverling Buisman in de eerste helft van de vorige eeuw constructies bedacht, ontwierp en toepaste, waarbij voor het eerst wegen in zettingsgevoelige gebieden

en uitvoerders van werken in de grond-,

werden aangelegd op matrassen. De matrassen die hij gebruikte

weg- en waterbouw en de milieutechniek.

waren de uit de klassieke waterbouw bekende zinkstukken van

Geokunst verschijnt vier maal per jaar en

rijshout. Er waren een paar praktische problemen: de zinkstukken

wordt op aanvraag toegezonden.

moesten zakken tot onder het grondwaterniveau anders zouden ze gaan rotten. Hoewel de constructie ervoor zorgde dat de

Tekstredactie C. Sloots Eindredactie S. O’Hagan Redactieraad

belastingen werden gespreid, waardoor de weg veel minder en gelijkmatiger zakte, bleef het wel zakken in de slappe ondergrond. Er werd in die dagen niet gerekend aan de matrassen, wel rekening gehouden met de omstandigheden door een licht, zwaar of zeer

C. Brok, A. Bezuijen,

zwaar zinkstuk te kiezen. Dit idee was de voorloper van de moderne

M. Duskov, J. van Dijk,

paalmatrassystemen, waarin het rijshouten zinkstuk is vervangen

W. Kragten, R. de Niet

door een matras bestaande uit in geogrids omhulde granulair

Productie

funderingsmateriaal en het geheel op palen is gefundeerd.

Uitgeverij Educom BV, Rotterdam Een abonnement kan worden aangevraagd bij: Nederlandse Geotextielorganisatie (NGO) Postbus 7053

Het is in deze tijd ondenkbaar dat een constructie wordt toegepast, die niet is doorgerekend. Voor paalmatrassen is in Nederland echter nog geen norm beschikbaar. Daarom is een CUR werkgroep

3430 JB Nieuwegein

‘Ontwerprichtlijn paalmatrassen’ opgezet. De subcommissie

Tel. 030 - 605 63 99

‘Rekenmodellen’ van deze werkgroep is bezig een Nederlandse

Fax 030 - 605 52 49

ontwerprichtlijn op te stellen voor het ontwerp van de paalmatras-

www.ngo.nl

constructie. Alle leden van deze subcommissie hebben bijgedragen aan het artikel Op weg naar een Nederlandse ontwerprichtlijn voor paalmatrassen 1. Hierin wordt verslag gedaan van een casestudie. Varianten in constructies worden doorgerekend met de beschikbare rekenmodellen. Suzanne van Eekelen et al bespreken de inzichten, uitgangspunten, beperkingen, verschillen en overeenkomsten van de bestaande rekenmodellen en geven de stand van zaken op een heldere en duidelijke wijze weer. In de volgende Geokunst wordt theorie met praktijk vergeleken, als de rekenmodellen worden vergeleken met veldmetingen aan de Kyotoweg. Wij zijn benieuwd, ook naar de paper die door Suzanne van Eekelen en Adam Bezuijen wordt gepresenteerd op de EuroGeo4 in Edinburgh in september. Over Edinburgh in september gesproken: Ik neem aan dat de NGOleden onder u zich hebben opgegeven voor de viering van het 25 jarig jubileum van de NGO op 7 en 8 september in bij EuroGeo4 in Edinburgh? Mede namens de redactie van Geokunst wens ik u veel leesplezier met deze uitgave, een fijne vakantie en hoop u te zien in Scotland. Shaun O’Hagan Eindredacteur Geokunst

GEOkunst – juli 2008

65


ir. Suzanne van Eekelen Deltares, ir. Hein Jansen Fugro Ingenieursbureau B.V.

Verslag van een casestudie

Op weg naar een Nederlandse ontwerprichtlijn voor paalmatrassen 1

Samenvatting Steeds vaker worden in Nederland paalmatrassystemen toegepast, meestal vanwege de korte bouwtijd en het feit dat vrijwel geen zetting optreedt. Nederlandse ontwerprichtlijnen voor deze systemen zijn momenteel echter niet beschikbaar. Daarom is een CUR werkgroep bezig met het opstellen van dergelijke richtlijnen, waarbij sterk wordt gekeken naar bestaande en in ontwikkeling zijnde buitenlandse richtlijnen. In deze publicatie worden de beschikbare internationale normen vergeleken aan de hand van vergelijkende berekeningen. Deel 2 van deze publicatie, in de volgende Geokunst, zal ingaan op langdurige metingen aan een bestaand Nederlands project, de Kyotoweg. Aan deze publicatie is meegewerkt door de leden van de CUR-werkgroep ‘Ontwerprichtlijn paalmatrassen', subcommissie ‘Rekenmodellen': ir. Marijn Brugman, Arthe Civil & Structure B.V., ing. Martin de Kant, Grontmij, ir. Jan van Dalen, T&E Consult, ing. Piet van Duijnen, Movares, ir. Jeroen Dijkstra, Cofra, ing Theo Huybregts, Ingenieursbureau Geologics, ing. Constant Brok, Huesker Synthetic en ir Rudolf Andringa, Rotterdam Gemeentewerken In de vorige GeoKunst, nr. 2, 2008, schreef Jan Heemstra over innovaties uit het verleden om stabiele weglichamen in slappe bodemgebieden te maken. Hij beschreef rijzenbedden (een zinkstuk met wiepen van rijshout, ofwel een soort matras gewapend met wiepen). Die constructie is te zien als voorloper van de paalmatrassystemen, die op dit moment aan populariteit winnen. In de tijd van Keverling Buisman rekende men nog niet aan de zinkstukken zelf. Men koos, afhankelijk van de betekenis van de weg, voor een lichte, een zware of een zeer zware constructie. Vandaag de dag rekenen we wel tijdens het ontwerpproces. Voor paalmatrassen is in Nederland echter nog geen norm beschikbaar. Daarom is een CUR werkgroep in het leven geroepen die een Nederlandse ontwerprichtlijn zal opstellen, voor het ontwerp van de matras, de palen en de gehele paalmatrasconstructie.

Foto 1 Paalmatras met AuGeo palen A15.

66

GEOkunst – juli 2008

De CUR werkgroep heeft eerder al een werkrapport 2007-2 opgeleverd (downloaden op www.curbouweninfra.nl of www.delftcluster.nl/ wegen) voor het ontwerp van de palen, en concentreert zich in dit artikel op het ontwerp


Figuur 1 Hangmatmodel- versus interlockingmodel.

van de met geokunststof gewapende matras. Hiervoor is een aantal rekenmodellen geselecteerd. Deze publicatie doet verslag van een casestudie, waarbij de berekeningsmethoden onderling zijn vergeleken en een parameterstudie is uitgevoerd.

Beschrijving te valideren ontwerpmethoden In een vroeger CUR rapport uit 2002 (CUR 20027) wordt voor het ontwerp van een matras expliciet onderscheid gemaakt tussen het ‘hangmatof membraanmodel’ en het ‘interlockingmodel', dat in CUR 2002-7 nog ‘granulaatmatrasmodel’ wordt genoemd (Bush-Jenner). Al deze modellen zijn gebaseerd op het verschijnsel boogwerking. In het interlockingmodel zijn meerdere lagen geogrid wapening aanwezig met daartussen granulaat. De twee model-principes geven echter heel verschillende resultaten met betrekking tot de trekkracht in de wapening. Omdat er meer wetenschappelijk onderzoek voor hangmatmodellen beschikbaar is, of het in ieder geval beter gedocumenteerd is, heeft de CUR werkgroep haar aandacht eerst vooral gericht op de hangmatmodellen, en wel op de modellen in de British Standard, BS8006, en de Duitse concept-norm, EBGEO, hoofdstuk 6.9. Dit artikel geeft weliswaar een uitleg van de drie beschouwde rekenmethoden, maar gaat in de berekeningen alleen in op de twee hangmatmodellen

ning geeft aan de matras. De formules voor de krachtsoverdracht zijn verschillend voor stuit- en kleefpalen. BS8006 gaat ervan uit dat stuitpalen zich stijver gedragen waardoor er meer belasting rechtstreeks naar de palen gaat. Bij kleefpalen gaat dan een groter deel van de belasting via de wapening naar de palen, waardoor de trekkracht in de wapening groter is dan in geval van stuitpalen. Hierbij gaat BS8006 er blijkbaar vanuit dat de ondergrond wel degelijk gedeeltelijk meedraagt, anders zou de matras het verschil niet kunnen voelen tussen stuit- en kleefpalen. Rekenkundig wordt die bijdrage van de ondergrond echter niet meegenomen. Het rekenen met de kleefpaalformules kan dus alleen worden toegepast als men er zeker van is dat de ondergrond blijft meedragen. Omdat de ondergrond volgens BS8006 geen ondersteuning geeft aan de matras mag worden

gewerkt met een holte onder de matras, en dat gebeurt in de praktijk geregeld. In dat geval heeft het geen zin om te rekenen met een onderscheid tussen kleef- en stuitpalen. Er moet dan worden gerekend met stuitpalen. Een systeem van meezakkende palen en permanente ondersteuning van de matras door de ondergrond valt niet onder het toepassingsgebied van BS8006. De formules van BS8006 zijn niet geheel consistent. Zo klopt het verticale evenwicht niet altijd, en is de methode niet volledig 3D. Van Eekelen en Bezuijen (2008) gaan hier op in.

EBGEO Zaeske heeft in de groep van professor Kempfert voor zijn promotiewerk een groot aantal proeven uitgevoerd en een wiskundig consistent model in elkaar gezet waarop de formules van EBGEO* zijn gebaseerd. In het rekenmodel wordt eerst

BS8006 De British Standard BS8006 heeft zijn formules gebaseerd op de formule die Marston in 1913 voorstelde voor pijpleidingen. Met die formules wordt uitgerekend welk aandeel van de belasting rechtstreeks naar de palen gaat. De belasting die niet rechtstreeks naar de palen gaat, moet worden gedragen door de geokunststof wapening (hangmatmodel). BS8006 geeft formules voor de berekening van de trekspanning in het geokunststof. BS8006 gaat er verder van uit dat alle belasting uiteindelijk naar de palen gaat en de ondergrond in het geheel geen ondersteu-

Foto 2 Houten palen voor paalmatras Zuidelingedijk Gorinchem.

GEOkunst – juli 2008

67


aardebaan, zie figuur 2. De hart-op-hart afstand van de palen en de maten van de ronde paaldeksels zijn verschillend, verder zijn de cases identiek. Voor beide cases is een aantal variatiestudies uitgevoerd, waarbij steeds één parameter is gevarieerd terwijl de overige parameters constant zijn gehouden.

Beschrijving analytische berekeningen

Foto 3 Geogrid wapening paalmatras zuidelingedijk Gorinchem.

de belasting van aardebaan en verkeer verdeeld in een deel dat rechtstreeks op de palen werkt, en een restdeel. In een tweede rekenstap wordt dat restdeel verdeeld over de wapening en de slappe ondergrond, afhankelijk van de stijfheid van de wapening en de beddingsconstante van de ondergrond. Het is ook mogelijk om uit te gaan van een niet-blijvend dragende ondergrond, door de ondergrond ‘uit’ te zetten (beddingsconstante k = 0).

bij EBGEO- en BS8006 berekeningen worden vergeleken met numerieke (Plaxis-)berekeningen. In het volgende nummer van GeoKunst worden EBGEO- en BS8006 berekeningen vergeleken met de resultaten van 2 jaar meten aan de Kyotoweg, een wegvak op houten palen bij Schelluinen.

De berekeningen met BS8006 en EBGEO zijn uitgevoerd conform de formules in die normen. Daarbij worden enkele opmerkingen gemaakt: De dimensies van de paaldeksels worden zó gekozen, dat het oppervlak van de vierkante BS8006-paaldeksels en de ronde EBGEO-paaldeksels gelijk is. Verder wordt de stijfheid EA van de geokunststof wapening voor zowel BS8006 als EBGEO als invoerparameter beschouwd. Voor de BS8006 is de stijfheid echter geen invoerparameter. De rek is een invoerparameter, waarna de trekspanning in de wapening wordt uitgerekend. Met deze rek en de trekspanning is dan achteraf de stijfheid van de wapening te berekenen. Voor de vergelijkende berekeningen is de invoerrek voor de BS8006 berekeningen zo gekozen zodat de stijfheid van de wapening de juiste was. Bij alle berekeningen wordt er vanuit gegaan dat de ondergrond geen ondersteuning geeft aan de matras. De extra trekkracht in de wapening onder het talud van de ophoging is in deze vergelijking buiten beschouwing gelaten.

Parameterstudie met twee cases Er zijn twee cases doorgerekend, case 1 heeft een dunne aardebaan, en case 2 heeft een dikke

Beschrijving numerieke berekeningen Er zijn twee types axiaal-symmetrische

BUSH-JENNER of de ‘advanced arching model’ Het Bush-Jenner model gaat ervan uit dat er een interlocking-effect optreedt tussen geogrid wapening en granulaat waardoor er gerekend kan worden met boogwerking met een zeer lage boog. Dit leidt tot een ontwerp met een geokunststof-wapening met een relatief lage sterkte. In een latere fase van het onderzoek zal de werkgroep proberen om dit interlocking-effect aan te tonen met eindige elementenberekeningen en experimenten, om ook deze rekenregel te valideren. Wanneer het mogelijk blijkt het ‘interlocking-effect’ analytisch in het BushJenner model te verdisconteren, kunnen matrassen met één laag of meerdere lagen wapening beide in de Nederlandse ontwerprichtlijn worden beschreven.

Case 1: Dunne aardebaan

Validatie van de ontwerpregels Om de Britse norm BS8006 en de Duitse conceptnorm EBGEO te valideren, gaan we in dit artikel in op een uitgebreide serie berekeningen, waar-

68

GEOkunst – juli 2008

Figuur 2 Dunne en dikke aardebaan.

Case 2: Dikke aardebaan


Plaxisberekeningen uitgevoerd: een type dat snel kan rekenen, en ter verificatie een veel complexer type. Bij het snelle type is de slappe ondergrond genegeerd (uitgezet) en een één meter lange paal gemodelleerd. Bij het complexere model is de slappe ondergrond gemodelleerd met het Softsoil-creep model. De (gedraineerde) ondergrond ‘kruipt’ tijdens de berekening onder de matras weg. In de eindsituatie draagt de ondergrond niet meer mee. In beide modellen is de matras gemodelleerd met het Hardeningsoil model. De geokunststof wapening is gemodelleerd zonder interface-elementen, waarmee een maximale wrijving tussen granulaat en geokunststof wordt verkregen. Uit de berekeningen blijkt dat het eenvoudige en complexe rekenmodel zeer vergelijkbare resultaten geeft (minder dan 10% verschil in de totale krachten op de paaldeksels en trekspanningen in de wapening). Daarom worden in de figuren alleen de resultaten gegeven van de eenvoudige Plaxisberekeningen.

Rekenresultaten vergeleken In figuren 3a en b op de volgende twee pagina’s zijn de berekeningsresultaten voor de dunne en de dikke aardebaan samengevat. Bush-Jenner geeft in vergelijking met de andere methoden zeker tien keer zo lage trekkrachten in de geogrids. De basisgedachte van Bush-Jenner (interlockingmodel) verschilt echter erg van die van EBGEO en BS8006 (hangmatmodel), waardoor de modellen niet vergelijkbaar zijn en de Bush-Jenner resultaten zijn weggelaten. We concentreren ons op de verschillen tussen de resultaten van BS8006, EBGEO en Plaxis. De Britse BS8006 gebruikt voor het geokunststof de rek als invoerparameter, terwijl EBGEO en Plaxis de stijfheid van het geokunststof als invoerparameter hanteren. Voor de vergelijkende berekeningen is ervoor gekozen om de invoerrek van BS8006 steeds zo te kiezen, dat de stijfheid van het geokunststof gelijk is aan die zoals gebruikt in de andere berekeningen. Het bleek nodig om in sommige gevallen een bijzonder hoge invoerrek te kiezen. Dit was het geval bij de dunne aardebaan van case 1 (bij lagere stijfheden, kleinere paaldekselmaten, en bij de dunnere aardebaanvarianten). Bij een praktijkontwerp zou dat ontoelaatbaar zijn. In dit geval was het doel echter een vergelijkende studie uit te voeren. Er is een opvallende overeenkomst tussen de resultaten van de berekeningen met EBGEO en

Foto 4 Paalmatras voor bastions Almere.

de resultaten uit de Plaxis berekeningen. Dit geldt althans voor alle dikkere aardebanen (alle case 2 - berekeningen en het rechterdeel van de grafiek bij de variatie van de aardebaandikte bij case 1). Voor de dunnere aardebaan wordt de zeer sterke overeenkomst alleen gevonden als de stijfheid van het geokunststof in de Plaxisberekeningen wordt vergroot, van 1500 naar ongeveer 4500 kN/m2. Als er bij bijvoorbeeld H = 1,25 m in case 1 wordt gerekend met EA = 1500 kN/m2, dan vindt Plaxis een circa 20% lagere trekspanning dan EBGEO. Mogelijk wordt dit verschil veroorzaakt door

een verschil in dilatantie van het granulaat in de matras. Wij gebruiken in de Plaxis berekeningen een menggranulaat (ϕ’ = 37.5o) en de dilatantie (ψ) wordt standaard aangehouden op ϕ’ - 30o. In de proeven van Zaeske is gebruik gemaakt van zand als aanvulmateriaal. Het rapport van Zaeske hanteert een ϕ’-waarde van 38o en een ψ-waarde van 11o. Vanaf een bepaalde aardebaandikte (H > 1,4(s–a)) geeft de BS8006 bij een verder stijgende aardebaandikte een constante trekspanning in de wapening. Dit komt door de aanname van BS8006 dat bij volledige boogwerking alle

GEOkunst – juli 2008

69


extra belasting of aardebaandikte niet wordt overgedragen naar het geokunststof. Plaxis en EBGEO laten echter zien dat de belasting op het geokunststof wel degelijk toeneemt bij toenemende dikte van de aardebaan. Het variëren van de aardebaandikte en het variëren van de hart-op-hart afstand tussen de palen geven vergelijkbare resultaten (een grotere hartop-hart afstand is vergelijkbaar met een kleinere aardebaandikte). Daarom zijn alleen de resultaten voor de aardebaandiktevariatie gegeven.

Basisberekening Geeft de ondergrond steun of wordt er gerekend met een holte: waarde beddingsconstante Aardebaandikte H (tussen bovenkant paalkop en aangrijppunt verdeelde Hart op hartafstand palen Let op: EBGEO rekent met diagonale hoh afstand (bij vierkantsstramien palen), we vergelijken in de grafiek tov de afstand in x of y-richting (Equivalente) diameter paaldeksels Materiaal ophoging Materiaal ophoging soortelijk gewicht Materiaal ophoging inwendige wrijvingshoek Gewicht asfalt plus fundering Verkeersbelasting (conform conceptrapportage C147/1) grijpt aan op 50 cm diepte langeduur-rekstijfheid geotextiel richting wegas bij 4,5% rek

holte: 0 kN/m 1,25 m 1,75 m

0,50 m Puin g = 20 kN/m3 j = 37,5 kN/m3 6 kPa 30 kPa 1500 kN/m’

Trekspanning in geotextielwapening // wegas (kN/m') 500 trekspanning // wegas (kN/m')

Niet in de grafieken, maar wel belangrijk is dat de trekspanning in het geokunststof volgens BS8006 niet wordt beïnvloed door de inwendige wrijvingshoek van het vulmateriaal van de aardebaan (het granulaat). Dit komt omdat de boogwerking binnen het model van BS8006 niet afhankelijk is van de eigenschappen van de aardebaan. EBGEO en Plaxis kennen die afhankelijkheid wel. De inwendige wrijvingshoek heeft in BS8006 overigens wel invloed op de trekspanning in de wapening ten gevolge van de spreidkrachten in de aardebaan, maar dat valt buiten de context van dit artikel.

Case 1: dunne Dunneaardebaan aardebaan Case 1:

EBGEO BS 8006 STUIT

400 Plaxis Model A (holte), EA=4500 300

Plaxis Model A (holte), EA=1500

200

100

0 1,00

2,00

3,00

4,00

5,00

6,00

aardebaandikte H (m)

Conclusies De gevonden overeenkomsten in resultaten tussen de Plaxis berekeningen (voor de dikkere aardebanen) en de berekeningen volgens EBGEO lijken op dit moment een sterk argument te zijn voor de EBGEO als ontwerpmethode. Een bezwaar tegen EBGEO kan misschien zijn dat deze nog (steeds) niet definitief is vastgesteld. BS8006 is niet erg consistent in verticaal evenwicht en in de formules voor gedeeltelijke en

70

GEOkunst – juli 2008

trekspanning // wegas (kN/m')

Bij de heel dunne aardebaan vindt BS8006 gedeeltelijke boogwerking en daarmee een hogere trekspanning in de wapening. Deze hoge waarden worden mede veroorzaakt doordat de Britse norm een 2D configuratie gebruikt voor het bepalen van de lijnbelasting op de wapeningsstrook tussen twee aangrenzende paaldeksels. Als er was uitgegaan van een 3D configuratie (palen in plaats van muren onder de matras), dan zou de belasting anders worden verdeeld, en zou een lagere trekspanning in de wapening worden gevonden.

Trekspanning in geotextielwapening // wegas (kN/m') 500

EBGEO BS 8006 STUIT

400 Plaxis Model A (holte), EA=4500

300

Plaxis Model A (holte), EA=1500 200

100 Plaxis Model A: niet stabiel 0 0,00

0,10

0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

0,70

0,80

0,90

1,00

1,10

doorsnede paaldeksel (m2)

Trekspanning in geotextielwapening // wegas (kN/m') 500 trekspanning // wegas (kN/m')

Bij het toenemen van de aardebaandikte of de paaldekselmaat, vindt BS8006 voor case 1 een knik in de lijn voor de trekspanning. Deze wordt veroorzaakt doordat BS8006 onderscheid maakt tussen gedeeltelijke en volledige boogwerking (bij H = 1,4 (s-a)) en de formules niet goed op elkaar aansluiten. Uiteraard wordt deze knik niet gevonden met EBGEO en Plaxis.

EBGEO BS 8006 STUIT

400 Bush-Jenner Plaxis model A (holte)

300

200

100

0 500

1500

2500

3500

4500

5500

stijfheid geotextiel EA (kN/m)

Figuur 3a Dunne aardebaan: curves 1-3.

6500

7500


Op weg naar een Nederlandse ontwerprichtlijn voor paalmatrassen 1

volledige boogwerking. Ook dat versterkt de voorkeur voor EBGEO.

Case 2: Dikke aardebaan

Case 2: dikke aardebaan

Basisberekening

Geeft de ondergrond steun of wordt er gerekend met een holte: waarde beddingsconstante Aardebaandikte H (tussen bovenkant paalkop en aangrijppunt verdeelde verkeersbelasting) Hart op hartafstand palen Let op: EBGEO rekent met diagonale hoh afstand (bij vierkantsstramien palen), we vergelijken in de grafiek t.o.v. de afstand in x of y-richting (Equivalente) diameter paaldeksels Materiaal ophoging Materiaal ophoging soortelijk gewicht Materiaal ophoging inwendige wrijvingshoek Gewicht asfalt plus fundering Verkeersbelasting (conform conceptrapportage C147/1) grijpt aan op 50 cm diepte langeduur-rekstijfheid geotextiel richting wegas bij 4,5% rek

Holte: 0 kN/m variabel 1,00 m

0,30 m Puin en daarboven g = 20 kN/m3 j = 37,5 kN/m3 6kPa 30kPa 1500 kN/m'

Vervolgonderzoek In de volgende GeoKunst worden EBGEO en BS8006 berekeningen vergeleken met veldmetingen aan de Kyotoweg. Met dank aan Delft Cluster, Deltares en CUR Bouw en Infra *Momenteel is alleen een concept van deze norm uit juli 2004 beschikbaar.

Referenties

Trekspanning in geotextielwapening // wegas (kN/m') trekspanning // wegas (kN/m')

500

EBGEO BS 8006 STUIT

400 Plaxis Model A (holte), EA=4500

300 Plaxis Model A (holte), EA=1500

200

100

0 4,00

5,00

6,00

7,00

8,00

9,00

aardebaandikte H (m)

Trekspanning in geotextielwapening // wegas (kN/m') trekspanning // wegas (kN/m')

500

EBGEO BS 8006 STUIT

– EBGEO: Entwurf der Empfehlung ‘Bewehrte Erdkörper auf punkt- oder linienförmigen Traggliedern’, juli 2004, Entwurf EBGEO Kapitel 6.9. Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT). Fachsektion ‘Kunststoffe in der Geotechnik’ Arbeitskreis AK 5.2 ‘Berechnung und Dimensionierung von Erdkörpern mit Bewehrungen aus Geokunststoffen’. – CUR rapport 2002-7 Gewapende granulaatmatras op palen, Toepassing, ontwerp- en uitvoeringsaspecten ISBN 90 3760 262 2.

400 Plaxis Model A (holte), EA=4500

300 Plaxis Model A (holte), EA=1500

200

100

0,00

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

0,30

0,35

0,40

doorsnede paaldeksel (m2)

Trekspanning in geotextielwapening // wegas (kN/m') 500

EBGEO BS 8006 STUIT

400 Bush-Jenner

300

Plaxis Model A (holte)

200

100

0 500

– CUR werkgroeprapportage CUR 2007-2: Eisen aan paalmatrassystemen, palen en inventarisatie matras Mei 2007, downloadbaar op www.delftcluster.nl/wegen, klik op publicaties. – Van Eekelen, Suzanne en Bezuijen, Adam, 2008, Considering the basic starting points of the design of piled embankments in the British Standard BS8006, wordt gepubliceerd in de Proceedings van EuroGeo4, paper number 315, September 2008, Edinbourgh, Schotland.

0

trekspanning // wegas (kN/m')

– British Standard, BS 8006 (1995) Code of practice for strengthened/reinforced soils and other fills. BSi, including amendments Mach 1999.

1500

2500

3500

4500

5500

stijfheid geotextiel EA (kN/m)

6500

7500

– Jan Heemstra, 2008, Wat wij nu nog van Keverling Buisman kunnen leren: De betekenis van klassieke matrassen in de wegenbouw voor de paalmatras van vandaag. GeoKunst juli 2008, nr. 2, blz 54-57. – Zaeske, D. (2001), Zur Wirkungsweise von unbewehrten und bewehrten mineralischen Tragschichten über Pfahlartigen Gründungselementen. Schriftenreihe Geotechnik, Uni Kassel, Heft 10, Februar 2001.

Figuur 3b Dikke aardebaan: curves 4-6.

GEOkunst – juli 2008

71


Profile for Uitgeverij Educom

Geotechniek juli 2008  

Twaalfde jaargang nummer 3 juli 2008 Onafhankelijk vakblad voor het Geotechnische werkveld

Geotechniek juli 2008  

Twaalfde jaargang nummer 3 juli 2008 Onafhankelijk vakblad voor het Geotechnische werkveld

Recommendations could not be loaded

Recommendations could not be loaded

Recommendations could not be loaded

Recommendations could not be loaded