i95_GEO 3 Cover

Nieuwe veiligheids-factoren voor dijken in de Leidraad Rivieren

Heivermoeiing van paalfunderingen bij offshore windparkEgmond aan Zee �

De nieuwe lithostrati-grafische indeling van afzettingen in de onder-grond van Nederland

GeoInternational

Processes around a TBM

Analysing the analysis of the Malpasset arch dam failure of 1959

12 E J A A R G A N GN U M M E R 3J U L I 2 0 0 8

inclusief

G E Okunstpag. 63 – 71

Uw relaties zijn de basis voor uw succes. Dat mogen ze best weten. Geef blijk van uwwaardering met een uitgave op niveau. Perfect drukwerk dat de ontvanger het gevoel van eencadeau geeft... Dat bereikt een e-mailing of website nooit.

Educom realiseert al meer dan 20 jaar toonaangevende publicaties. Van basis-concept, inhoud enontwerp, 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 onzeexpertise u van dienst kan zijn.

www.uitgeverijeducom.nl

Uitgeverij Educom BVMathenesserlaan 347RotterdamT 010 - 425 [email protected]

Uw relaties zijn het waard

Onderscheidende inhoud Smaakvolle vormgeving

Hoogstaand drukwerk Perfecte distributie

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

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

GeoForumEen bruisende en inspirerende uitwisseling vanideeën is een kenmerk van vitaliteit. De rubriekGeoForum wil dit faciliteren. Als eerste heeftRonald Brinkgreve (Plaxis BV) de pen gevat eneen visie neergezet over parameters voormateriaalmodellen. Lees het en vind er iets van!Reacties kunnen worden gemaild naar: [email protected].

Misschien denkt u ‘ik heb niet zo veel metparameters voor materiaalmodellen’? Dan dagen wij u uit om uw mening neer te zetten over dat ene geotechnische onderwerp dat ú belangrijkvindt. Of dit nu een theoretisch onderwerp is (zoals in deze eerste GeoForum) of eenpraktisch onderwerp, klim ook in de pen!

Nieuw: GeoInternationalVers van de pers en fonkelnieuw is het katernGeoInternational. De doelstelling is meervoudig:� Bijdragen aan de internationale zichtbaarheid

van de Geotechniek in het Nederlandsetaalgebied.

� Faciliteren van internationale uitwisseling van vakkennis en ervaring.

Vakkennis en ervaring moeten zo breed mogelijkworden gedeeld. Zo draagt GeoInternational er ook aan bij dat bijdragen aan Engelstaligecongressen en vaktijdschriften eenvoudigerbeschikbaar komen voor het gehéle Nederlandseen Vlaamse geotechnische werkveld.

In de redactie zijn de voors en de tegens van hetopnemen van een Engelstalig katern zorgvuldigafgewogen. Uiteindelijk zijn we tot het oordeelgekomen dat de vorm die we nu gekozen hebben,

een waardevolle toevoeging is. En last but notleast, wij worden in het buitenland veel geroemdvanwege onze goede talenkennis. Daarom zijnwij vol vertrouwen dat een Engelstalig katerngeen probleem is.

SpecialsOok verder is het blad volop in ontwikkeling.Zo is de redactie al weer volop bezig met voor-bereidingen voor de specials die later dit jaarzullen uitkomen. In het volgende nummer leestu hier meer over!

Samenstelling redactieWegens zijn overvolle agenda heeft Peter vanden Berg (Deltares) aangegeven terug te tredenals redactielid. De redactie is Peter dankbaarvoor zijn inzet en inbreng, en wenst hem veelgoeds. De inbreng van Deltares in de redactiewordt voortgezet door Mandy Korff.

Tot slot rest ons niets dan u veel leesplezier tewensen met dit nummer.

Met vriendelijke groeten,

Dr. ir. O.M. HeeresVoorzitter van de redactieraad

R.P.H. DiederiksUitgever

Colofon

Geotechniek is een informatief/promotioneel onafhankelijk vaktijdschrift dat beoogt kennis en ervaring uit te wisselen, inzicht te bevorderen en belangstelling voor het gehele geotechnischevakgebied te kweken.

Geotechniek, jaargang 12Nummer 3 – juli 2008

UitgaveUitgeverij Educom BVMathenesserlaan 3473023 GB RotterdamTel. 010 - 425 6544Fax 010 - 425 7225E-mail [email protected]

Uitgever/bladmanagerR.P.H. Diederiks

RedactieraadAlboom, ir. G. vanBarends, 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. vanDalen, ir. J.H. vanDeen, dr. J.K. vanDiederiks, 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

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

LezersserviceAdresmutaties doorgeven via ons e-mailadres:[email protected]

© 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

Van de redactieraad

Kooistra, mw. ir. AKorff, mw. ir. M.Lange, drs. G. deMathijssen, ir. F.A.J.M.Schippers, ing. R.J.Schouten, ir. C.P.Seters, ir. A.J. vanSmienk, ing. E.Stam, ir. J.L.Thooft, dr. ir. K.Tigchelaar, ir. J.Veenstra, ing. R.Vos, mw. ir. M. deWibbens, G.

Kant, ing. M. deKorff, mw. ir. M.Thooft, dr. ir. K.

4 GEOtechniek – juli 2008

Veurse Achterweg 102264 SG LeidschendamTel. 070 - 311 13 33www.fugro.com

Kleidijk 353161 EK RhoonTel. 010 - 503 02 00 www.mosgeo.com

Galvanistraat 153029 AD RotterdamTel. 010 - 489 69 22www.gw.rotterdam.nl

Rijksstraatweg 22F2171 AL SassenheimTel. 071 - 301 92 51 www.geo-explorer.nl

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

Klipperweg 146222 PC MaastrichtTel. 043 - 352 76 09www.huesker.com

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

Vlasweg 94782 PW Moerdijk Tel. 0168 - 38 58 85www.arcelorprojects.com

IJzerweg 48445 PK HeerenveenTel. 0513 - 63 13 55www.apvdberg.nl

Mede-ondersteuners--------------------------

Plaxis BVPostbus 572, 2600 AN DelftTel. 015 - 251 77 20Fax 015 - 257 31 07 www.plaxis.nl

Geomet BVPostbus 670, 2400 AR Alphen aan den RijnTel. 0172 - 44 98 22Fax 0172 - 44 98 23 www.geomet.nl

Arcadis Infra BVPostbus 220, 3800 AE AmersfoortTel. 033 - 477 1000Fax 033 - 477 2000 www.arcadis.nl

CRUX Engineering BVAsterweg 20 L1 + L21031 HN AmsterdamTel. 020 - 494 3070Fax 020 - 494 3071 www.cruxbv.nl

IFCO Funderingsexpertise BVLimaweg 17, 2743 CB WaddinxveenTel. 0182 - 646 646E-mail: [email protected] Vlinderweg 11, 1521 PS WormerveerTel. 075 - 647 6300 www.ifco.nl

Jetmix BVOudsas 11, 4251 AW WerkendamPostbus 25, 4250 DA WerkendamTel. 0183 - 50 56 66Fax 0183 - 50 05 25 www.jetmix.nl

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

Arthe Civil & Structure BVPostbus 291, 3400 AG IJsselsteinTel. 030 - 638 4554Fax 030 - 638 0452 www.arthecs.nl

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

Baggermaatschappij Boskalis BVRosmolenweg 203356 LK PapendrechtTel. 078 - 696 9011Fax 078 - 696 9555 www.boskalis.nl

SBRPostbus 1819, 3000 BV RotterdamKruisplein 25Q, 3014 DB RotterdamTel. 010-206 5959Fax 010-413 0175 www.sbr.nl

De Holle Bilt 223732 HM De BiltTel. 030 - 220 78 02Fax 030 - 220 50 84www.grontmij.nl

INFRA Consult + Engineeringingenieursbureau van Ballast NedamPostbus 15553430 BN Nieuwegein Tel. 030 - 285 40 00www.icpluse.nl

Korenmolenlaan 23447 GG WoerdenTel. 0348 - 43 52 54www.vwsgeotechniek.nl

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

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

Röntgenweg 222408 AB Alphen a/d RijnTel. 0172 - 427 800 Fax 0172 - 427 801www.geomil.nl

Postbus 10253600 BA MaarssenTel. 030-248 6233 Fax 030-248 6666E-mail [email protected]

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

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

Stieltjesweg 22628 CK DelftTel. 015 - 269 35 00www.deltares.nl

Uitgeverij Educom BVMathenesserlaan 3473023 GB RotterdamTel. 010 - 425 65 44

Postbus 252963001 HG RotterdamE-mail: [email protected]

Geotechniek is een uitgave van


Geotechniek1 Van de Redactieraad / Colofon6 Actueel

13 Agenda15 Plaxis-Info16 KIVI NIRIA rubriek18 Afstudeerders21 SBR Info 24 Technische commissies27 GeoForum 28 Ingezonden

30 Nieuwe veiligheidsfactoren voor dijken in de Leidraad RivierenSander Kapinga / Ed Calle / Martin van der Meer

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

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

47 GeoInternational48 Processes around a TBM

A. Bezuijen / A.M. Talmon

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

63 Geokunst65 Van de redactie

66 Op weg naar een Nederlandse ontwerprichtlijn voor paalmatrassen 1 – Verslag van een casestudieir. Suzanne van Eekelen / ir. Hein Jansen

inhoud

Distributie van Geotechniek in België wordt mede mogelijk gemaakt door:

ABEF vzwBelgische Vereniging Aannemers FunderingswerkenPriester Cuypersstraat 3, 1040 BrusselSecretariaat: [email protected]

� Drie miljoen voor meisjes� en techniekMinister Plasterk (OCW) wil meer meisjesstimuleren om te kiezen voor een studie intechniek of ICT. Hij trekt daarvoor de komendejaren 3 miljoen euro extra uit. Minister Plasterkwil daarmee het tekort aan bètatechniciverminderen en de seksescheiding in beroependoorbreken. In het voortgezet onderwijs kiezen nog steedsveel minder meisjes dan jongens voor bèta-profielen. In het mbo kiest nog geen 15% vande meisjes voor een technische opleiding,tegenover bijna 50% van de jongens.

Verdeling 1 miljoen euro gaat naar de havo- en vwo-scholen. Ongeveer honderd extra scholenkrijgen tot en met 2011 ondersteuning bijspecifieke keuzevoorlichting aan meisjes.Vrouwen die al werken in technische beroepen,worden ingezet als rolmodel. 2 miljoen euro is bestemd voor het mbo. De regionaleopleidingscentra (ROC's) ontwikkelen samenmet 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 basisvan een internationale competitie naast hetChinese planningsinstituut Qinghua en hetEngelse bureau Arup geselecteerd voor eenprestigieus kust- en stadsontwikkelingsprojectin China. De te bouwen kuststad (artist impressionrechts) beslaat een gebied van 150 km2 enmoet ruimte bieden aan 1 miljoen inwoners. DHV heeft de opdracht gewonnen door in haarconcept een eilanden- en lagunestructuur ophet gebied toe te passen, te vergelijken met de Waddenzee.

Hierdoor wordt op duurzame wijze zoet grond-water gekweekt voor stedelijk groen. De inter-nationale jury, bestaande uit experts uit Italië,Zweden en China, prees het ontwerp omdat hetkustontwikkeling, energie, water en transportcombineert in een attractief stadsontwerp. De nieuwe kuststad wordt gebouwd inCaofeidian, een industriële zone in Noord-

China aan de Bohai zee. ‘Caofeidian moet hetvoorbeeld worden van een ecologische kust-stad voor China en de rest van de wereld’, lichtDick Kevelam, adviseur Kustontwikkeling vanDHV toe.

Door de ligging aan de kust in zoutwatergebieden de beperkte neerslag in het noorden vanChina is weinig zoet water beschikbaar voor detoekomstige bewoners. ‘In dit project is heteen uitdaging om zo duurzaam mogelijk zoetwater op te vangen en te hergebruiken’, aldusKevelam. ‘Er wordt veel over ‘sustainable urbanplanning’ in ons vakgebied gepraat, en DHVbeschikt over de expertise om dit concreet temaken in uitdagende projecten.’

De buitenste eilanden aan de kust vormen bijhoog water een zeewering die de achterliggen-de lagune tegen overstromen beschermt. Destad wordt gebouwd op eilanden in de lagune.Deze worden met zand uit de lagune een aantalmeters boven het zoute water aangelegd. Doorhet laguneontwerp wordt een deel van de oor-spronkelijke waddenkust in dit gebied herstelden de nog bestaande gebieden ontzien.

Natuurlijke dynamiek ‘We maken nu geen land in zee, maar brengenhet water gecontroleerd terug in het landwaardoor er weer een natuurlijke dynamiekontstaat’, aldus Kevelam. Om de Nederlandsekennis zo goed mogelijk in China toe te passenwerkt DHV in het project nauw samen met haarcollega'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 ismomenteel gedeeltelijk operationeel en wordtin hoog tempo verder ontwikkeld. DeCaofeidian New Coastal City is het tweedegrote kustproject dat DHV recent voor Chinaheeft ontworpen.

Eerder werden de Chinezen enthousiast over‘Delta Diamonds', een polderlandaanwinning-project van 75 vierkante kilometer ten behoevevan stedelijke, economische en ecologischeontwikkeling van Tianjin, de belangrijksteinvoerhaven van China. Dit project is in uitvoering.bron: DHV

� Eemshaven uitgebreid � met Beatrixhaven

Koningin Beatrix heeft de uitbreiding van deEemshaven geopend, de naar haar genoemdeBeatrixhaven. De nieuwe voorziening isgeschikt voor de shortseavaart, de vroegereEuropese kustvaart. Zeeschepen kunnen er snel hun lading kwijt om vervolgens door tevaren naar Noord-Europa.

De Beatrixhaven ligt in het hart van deEemshaven en is gerealiseerd met als doel nieuwe logistieke klanten aan te trekken uit de shortseasector. Vooral de doorstroomvan goederen richting Noordwest-Europawordt door de Beatrixhaven bevorderd. Bovendien past deze ontwikkeling in decampagne ‘Motorways of the Sea’ van deEuropese Unie, dat als doel heeft de druk op de Europese wegen te verlichten door

actueel


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

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 afvaartenrichting de Duitse eilanden verzorgen. De Eemshaven werd in de jaren zeventiggebouwd en was vooral bedoeld als chemie-haven. Maar na de oliecrisis stagneerde deontwikkeling van de haven decennialang. De laatste jaren heeft de haven de wind stevigin de zeilen. Dat is vooral te danken aan deenergiesector. De komende jaren komen ertwee 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 in1934, en behaalde zijn Doctorsgraad in 1937aan het Rensselaer Polytechnic Institute inTroy, New York.Peck werkte vanaf het begin van zijn loopbaanveel samen met Karl Terzaghi. Na 1942 was hijwerkzaam aan de University of Illinois, alwaarhij van 1948 tot 1974 Professor of FoundationEngineering was. Samen met Terzaghi schreefPeck in 1948 het belangrijke boek ‘SoilMechanics in Engineering Practice’. Na zijnpensionering in 1974 bleef Peck actief als raadgevend ingenieur.

Peck is betrokken geweest bij meer dan 1000projecten, in 44 staten van de VS, en in 28 landenin 5 continenten. Hij was auteur van 250 techni-sche publicaties, en was van 1969 tot 1973president van de International Society of SoilMechanics and Foundation Engineering.Peck ontving diverse onderscheidingen voorzijn werk. Bron: ISSMGE

� Nieuwe directeur � PLAXIS BV

Na eerder dit jaar al een nieuw bedrijfspand tehebben betrokken in het Delftechpark in Delftheeft PLAXIS met ingang van 1 april jl. ook een nieuwe directeur in de persoon van Jan-WillemKoutstaal aangesteld. Daarmee is de basisgelegd voor verderegroei en professiona-lisering van deorganisatie, haar pro-ducten en diensten.

Koutstaal heeft lang-jarige ervaring indiverse (internationale)managementfunktiesdie hij in zal zettenom de positie vanPLAXIS als topspelerop het gebied van geavanceerde software voorgeotechnische applicaties te verstevigen en uitte bouwen.‘PLAXIS is een bedrijf met hoogwaardige kennisen dito producten dat, mede door verbintenissenmet diverse nederlandse en buitenlandse kennis-instituten, in staat is een rol van wereldformaatte spelen. Voorwaar iets om trots op te zijn!’aldus Koutstaal.

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

� Dijk aan de � monitor

Hele wereld kijkt naar het IJkdijkproject inGroningen. Een groot aantal bedrijven gaatsamen met de stichting IJkdijk sensoren-systemen en glasvezelkabels in een dijklichaamtesten. (Foto hierboven) Hiermee kunnenvroegtijdig signalen worden afgelezen dieduiden op verzwakkingen. De hele wereld kijkt mee als een 100 meter lange dijk dezezomer inzakt, terwijl hij volledig aan de monitorligt. De stichting IJkdijk wordt gevormd door:Deltares, Stowa, idl, TNO en NOM. Bron: www.ijkdijk.nl

� Nederland is een innovatie � rijker: Grond biologisch� verstevigen met afval

Onderzoekers van de Technische UniversiteitDelft en het kennisintituut Deltares zijn methet idee gekomen om zand in zandsteen omte zetten met behulp van afval. Met dezeinnovatie hebben de onderzoekers op 18 apriljl. de B-Basic Leo Petrus Innovation Trophygewonnen en hiermee 100.000 euro in dewacht gesleept voor verder onderzoek.

Het idee werkt als volgt. Door het toevoegenvan een bewerkte afvalstof in de grond vindteen biologische reactie plaats. Hierdoor -worden losse zandkorrels ‘aan elkaar geplakt’en wordt kalkzandsteen gevormd. Dit leidttot een versteviging van de grond ter plekke,


actueel

zonder gebruik van graafmachines of cement.Het idee om zand in zandsteen om te zetten isonderdeel van het SmartSoils®-concept vanDeltares, waarbij de grondeigenschappen(bijvoorbeeld de sterkte en de waterdoor-latendheid) naar eigen wens kunnen wordenverbeterd.

ToepassingenDit proces kan worden toegepast ter verster-king van dijken, maar kan ook helpen bij hetvoorkomen van verzakkingen na aardbevingen.Andere toepassingen zijn het versterken vanhet zand onder wissels in het spoorwegnet,waardoor de hinder door spooronderhoudaanzienlijk wordt teruggebracht.

Innovation TrophyDe Leo Petrus Innovation Trophy, vernoemdnaar een Scientist bij Shell, is sinds 2006 inge-steld door het onderzoeksconsortium B-Basicmet als doel om onderzoekers te stimulerenmet baanbrekende, op toepassing in de indus-trie gerichte ideeën te komen. De inzendingvoor het prijswinnende voorstel is ingedienddoor samenwerkende onderzoekers van deafdeling biotechnologie van de TU Delft (ir. Léon van Paassen en prof. Mark vanLoosdrecht) en Deltares (dr.ir. Wouter van derStar en ir. Waldo Molendijk). Het winnendeidee was vorig jaar het produceren van bio-diesel met algen.

� CURNET, CROW en Bouwend� Nederland verbinden � naam aan InfraTech

InfraTech is trots te kunnen melden dat drievooraanstaande marktpartijen zich voor meer-dere edities als strategisch partner aan denationale vakbeurs voor de infrastructuur zullen binden: CURNET, CROW en BouwendNederland. Deze organisaties spelen een proactieve rol in

de markt en bezitten een breed netwerk binnende GWW-sector. Als strategisch partner zullenzij een actieve bijdrage leveren aan het rand-programma van InfraTech en vanuit hun exper-tise meedenken over de verdere ontwikkelingvan de beurs. InfraTech 2009 vindt plaats van 13 t/m 16 januari2009 in Ahoy Rotterdam.

� ’Dijk in duin’ maakt � Noordwijkse kust bestand � tegen zeespiegelstijging

De kust van Noordwijk is de eerste zwakkeschakel in de Nederlandse zeewering die voorde komende vijftig jaar weer op sterkte is. De badplaats heeft er over een lengte van 1100meter circa vijftig meter duin bij gekregen. De versterking is nodig in verband met eenverwachte stijging van de zeespiegel. Dezeewering is nu bestand tegen een water-hoogte die gemiddeld eens in de tienduizendjaar voorkomt. (Foto boven.)

In opdracht van het Hoogheemraadschap van Rijnland maakte Grontmij het definitiefontwerp voor de kustversterking en begeleiddede uitvoering. De versterking bestaat uit de

zogenaamde ‘Dijk in duin’ constructie aangevuld met een verbreding van de duinenrijaan de zeewaartse zijde. Deze innovatieveoplossing zorgt ervoor dat het landschap nietwordt aangetast. De dijk is geïntegreerd in hetduingebied. Op deze wijze behoudt Noordwijkhaar schoonheid. ‘Als ingenieur ben ik er trots op dat we voorhet Hoogheemraadschap van Rijnland metzo'n mooie, innovatieve oplossing dit toch vrijcomplexe probleem hebben kunnen oplossen’,aldus Jana Steenbergen-Kajabová, adviseurKust & Rivieren van Grontmij in Nederland.

De kustversterking Noordwijk is onderdeelvan het project Kustvisie Zuid-Holland. Ditproject heeft als doel om zes ‘zwakke schakels’in de Zuid-Hollandse kust duurzaam teversterken en de ruimtelijke kwaliteit aldaarte verbeteren.

� Heitoezicht-vervolg

In een vorig nummer van Geotechniek hebbenwe reeds melding gemaakt van een initiatiefom te komen tot een CUR-Aanbeveling‘Heitoezicht’. Inmiddels staat een nieuwe CUR-commissie in de startblokken om dezeAanbeveling te ontwikkelen. De scope ervan isinmiddels wat meer geconcretiseerd: deAanbeveling beslaat het gehele ‘terrein’ vantoezicht op de uitvoering van funderingswer-ken op palen. De inhoudsopgave is op hoofdlij-nen vastgesteld. De bedoeling is dat deAanbeveling eind 2008/begin 2009 gereed is.Interesse om deel te nemen aan deze breedsamengestelde commissie? Mail [email protected]

actueel


� CoP Geo-engineering

In de jaren ’90 van de vorige eeuw bestond ereen Algemene Onderzoek Commissie (AOC)Geotechniek. Deze commissie fungeerde alseen soort geotechnisch kristallisatiepunt enwas breed samengesteld uit geotechnischedeskundigen vanuit rijks- en gemeentelijkeopdrachtgevers, aannemers, kennisinstellingenen adviesbureaus. De commissie had tot doelom de geotechnische onderzoekagenda geza-menlijk vast te stellen en advies te geven aande COPI’s (met name CROW, SBR en CUR) overgeotechnische onderwerpen waarvan de AOChet nuttig vond daarvoor onderzoekcommissiesin te stellen. Het was overigens ook een perio-de waarin veel kennis versnipperd beschikbaarwas, geotechnische kennis die nog niet wasvastgelegd in CROW- en CUR-handboeken enrichtlijnen.

In het begin van deze eeuw kwam er door eenaantal oorzaken een einde aan het bestaan vande AOC. Ondertussen begon Delft Cluster zichte ontwikkelen en werd GeoForum opgericht,samen met KIVI NIRIA Geotechniek enGeoDelft. De doelstelling van GeoForum was/isechter een andere dan die van de AOCGeotechniek: GeoForum was/is er voornamelijkop gericht om de geotechniek ‘beter op dekaart te zetten’; om te bevorderen dat degeotechnische kennis en ervaring eerder inprocessen wordt benut. Het is dus duidelijkgeen platform waar de kennisvragen wordenverzameld, gezamenlijk besproken om te wordendoorvertaald naar concrete onderzoeksvoor-stellen.

Wat bleef was de (latente) behoefte aan eencentrale plek waar de geotechnische vragen enproblemen bij elkaar komen om op basis daar-van een gezamenlijke vraagarticulatie te ont-wikkelen en gezamenlijke plannen te makenvoor onderzoek en ontwikkeling. Met de reor-ganisatie van RWS-Bouwdienst, de oprichtingvan Deltares en de lijnen die vanuit Rijks-waterstaat daar naar toe werden ontwikkeld,begon die wens aan een dergelijke centraleplek te groeien, de behoefte aan een CoP Geo-engineering. Inmiddels wordt, samen met o.m.RWS-Bouwdienst en CROW gewerkt aan deontwikkeling 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 droevigebericht dat grondmechanica coryfee Kees vanKooperen na een vrij kort ziekbed op 83 jarigeleeftijd is overleden.

Kees was na zijn HTS al snel in de grondmecha-nica wereld ingewijd en begon zijn loopbaan bijBureau Grondmechanica Amsterdam, waar hijhoofd van de buitendienst werd. Aansluitendheeft Kees nog enkele jaren aan de TU Delftgestudeerd, waar hij in 1957 zijn propedeuseheeft gehaald. In de tijd van Amsterdam is Kees samen metde heer Ackermann nauw betrokken geweestbij de ontwikkeling van het welbekendeAckermann boorsysteem. Tekenend voor Kees onderhield hij al gauwnauwe contacten met het toenmaligeLaboratorium voor Grondmechanica Delft(Deltares) en Grondmechanica Rotterdam.Zij waren in 1965 ook de oprichters vanVereniging Grondmechanica Nederland, dienog steeds zo bestaat als destijds opgericht.

Na de periode bij Amsterdam heeft Kees zijnkennis en kunde bij Ballast Nedam ingezet,onder meer door de directie te voeren vanBachy Nederland (destijds ondergebracht bijBallast Nedam). Bij Bachy heeft Kees het in degrond gevormde paalsysteem naar Nederlandgebracht door dit toe te passen bij de nieuw-bouw van het voormalige hoofdkantoor vanBallast 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 Oosterschelde-werken is Kees voorts betrokken geweest bijhet toepassen van de Menárd pressiometer-proeven die destijds ook werden uitgevoerddoor Bachy. Medio 1973 werkte Kees aan debouw van de eerste Schipholtunnel, dit was eenproefproject waarbij 27 m lange geprefabri-ceerde diepwandelementen werden toegepast.Kees was voor Nederland ook een van de pro-motors voor het ondergronds boren. Hij is spe-ciaal hiervoor in de beginjaren 80 met eenNederlandse delegatie naar Japan afgereisd. Na zijn periode bij Ballast Nedam is Kees over-gestapt naar Geodelft (thans Deltares).

Wat betreft kennisoverdracht heeft Kees zichsamen met de heren Van der Veen en Horvatverdienstelijk gemaakt door in 1981 het studie-boek ‘Grondmechanica’ uit te brengen.In het onderwijs was Kees verder geen onbe-kende. Hij heeft ondermeer op het vakgebiedgrondmechanica en funderingstechniek lesgegeven aan de HTS Alkmaar en HTSAmsterdam (Wiltzanghlaan) en is docentgeweest aan de TU Delft en de VU Amsterdam.

Naast de onderwijsactiviteiten had Kees ookzijn eigen adviesbureau voor voornamelijk spe-cialistische geotechnische adviezen voor het‘Amsterdamse’, waaronder de wolkenkrabbersvan Amsterdam zoals de Rembrandt- en deBreitnertoren.

Door zijn enthousiasme en positieve instellingkon Kees naast zijn omvangrijke gezin de ener-gie opbrengen om functies als voorzitter van delokale hockeyclub(s) en penningmeesterschapvan de D66 op zich te nemen. Bovendien isKees nog een tijd lang voorzitter van deHaarlemmermeer 1e lijn gezondheidszorggeweest.Ook binnen onze vereniging GrondmechanicaNederland is Kees altijd een enthousiaste pro-motor geweest voor het aantrekken van nieuweleden en bedenker van bijzondere excursies enlezingen, waarbij zijn echtgenote Petra zich ookeen aantal keren verdienstelijk heeft gemaakt.

Ons medeleven gaat uit naar de nabestaandenvan Kees, zijn echtgenote Petra, de kinderenen kleinkinderen. Namens GrondmechanicaNederland zeggen wij tegen hen dat ze trotsmogen zijn op een gerespecteerde en markanteechtgenoot, vader en opa.

Het bestuur van Grondmechanica Nederland �


actueel

Figuur 3 Ingang van de Atatürk tunnel. De tunnel wordt onder bebouwinggeboord.

Van 4 tot 11 april 2008 heeft een studiereisplaatsgevonden naar Istanbul in Turkije, geor-ganiseerd door De Ondergrondse, het dispuutGeo-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 gegevenvan projecten die we bezocht hebben; hetMarmaray project en het seismologischeinstituut Kandili.

Marmaray project

ProjectoverzichtHet Marmaray project in Istanbul voorziet ineen ondergrondse verbinding tussen hetEuropese en het Aziatische deel van Istanbul,met een maximale capaciteit van 75.000 passa-giers per uur per richting. Op hoofdlijn bestaathet project uit een afzinktunnel waarmee deBosporus wordt overgestoken, die aansluit opboortunnels en cut-and-cover tunnels. Voortsworden drie nieuwe ondergrondse stations, 36 bovengrondse stations, nieuwe controle-centra, veiligheidssystemen, en nieuweelektrische systemen aangelegd.

De uitdagingen bij het bouwen van dit infra-structuurproject zijn enorm. Zo moet wordengebouwd in een regio waar 7000 jaar geleden alsprake was van menselijke activiteiten. Verderwordt er tijdens de levensduur van het projecteen aardbeving verwacht met een minimalemagnitude van 7,5. Beide aspecten hebben hetontwerp en de uitvoering diepgaand beïnvloed.

In figuur 4 is een overzicht van het projectweergegeven. In de figuur zijn zichtbaar deEuropese sectie met een lengte van 19,3 km, deBosporus sectie (afgezonken tunnel) met eenlengte van 1,4 km, en de Anatolische sectie meteen lengte van 43,3 km. Het afgezonken deelheeft het diepste punt op 58 m diepte onderde waterspiegel. De geboorde delen krijgen intotaal een lengte van 11,6 km. De binnendia-meter van de geboorde tunnel bedraagt 7,04 m.

Tijdens de studiereis is een bezoek gebrachtaan 3 onderdelen van het project. Onderstaandwordt hiervan een indruk gegeven.

Bouwput Uskudar metrostationOp enkele meters afstand van de Bosporuswordt op dit ogenblik het Uskudar metrostation

Figuur 1 De deelnemers aan de studiereis.


actueel

Studiereis Geo-Engineering door De Ondergrondse

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

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

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

aangelegd (in figuur 4 is de locatie aangegevenmet een 1). Dit station zal deel uitmaken vanhet geboorde deel van de tunnel in hetAziatische of Anatolische deel van het project.Het metrostation wordt aangelegd op eendiepte van ca. 22 m.Op het moment van het bezoek was de bouw-put ontgraven tot een diepte van ongeveer 14meter. De bouwput wordt omsloten door diep-wanden die worden gegraven in klei en silt, totin een impermeabele gesteentelaag op onge-veer 22 a 25 m diepte. Hierdoor is de bouwputhydrologisch grotendeels geïsoleerd van deomgeving, waardoor er slechts een lichte bema-ling nodig is, ondanks het feit dat er vrijweldirect naast de bouwput schepen varen.

Tijdens het ontgraven van de bouwput wordenbetonnen balken gestort die funderen alsgeotechnische stempels. Deze worden weerverwijderd wanneer de bouwput wordt aan-gevuld, na voltooiing van het metrostation.Figuur 2 toont de betonnen stempels.Volgens de oorspronkelijke bouwplanning zoude TBM de locatie eerst passeren, waarna debouwput als het ware over en om de tunnel-lining aangelegd zou worden. Als gevolg vaneen opgelopen vertraging zal de TBM hetstation echter pas bereiken wanneer de bouw-put al op diepte is. Hierdoor moet de TBM naaankomst in de bouwput verplaatst wordennaar het andere einde van de bouwput.

Ook werd een bezoek gebracht aan de Atatürken Yavuz tunnels. Deze tunnels liggen in het

Aziatische deel van het project, enzijn in figuur 4 met een ‘2’ gemar-keerd. De tunnels worden geboordmet slurry shield tunnelboormachi-nes (TBM's). De Atatürk tunnel,waarvan de ingang zichtbaar is infiguur 3, wordt onder bebouwinggeboord. Omdat de grondslagbestaat uit een mengsel van klei,silt, en gesteente, bestaat er eenrisico op zettingen boven de tunnel.Om gebouwschade te voorkomen is een grootschalig monitorings-programma opgezet.

De zinktunnelHet afzinkdeel van het Marmarayproject is in figuur 4 aangegeven enbestaat uit 11 elementen met eentotale lengte van 1400 m. De maxi-male afzinkdiepte bedraagt 58 mbeneden de waterspiegel, waarmeehet de diepste afgezonken tunnelter wereld wordt. De tunnel wordtafgezonken in een zeestraat waar50.000 schepen per jaar passeren.

Door dichtheidsverschillen staat ereen continue stroming tussen deMiddellandse zee en de Zwarte zee.Dicht onder het wateroppervlakstroomt water met een gemiddeldesnelheid van ongeveer 6 m/s vanafde Zwarte Zee naar de MiddellandseZee. Dieper in de Bosporus is de


actueel

Figuur 5 Bezoek aan het bouwdok te Tuzla. Boven is te zien hoe de TBM het afgezonkendeel nadert. Onder toont dit segment inaanbouw.

Figuur 6 Overzicht van de plaattektoniekin Turkije. Links: richting van plaattektoniek.

Boven: Overzicht van recente aardbevingenlangs de NAB.

actueel

stroming tegengesteld gericht.Het nauwkeurig plaatsen van de elementenwordt door deze van richting veranderendestroming sterk bemoeilijkt, gedurende 4 maandenper 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 teverkorten 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 naareen naastgelegen dok gesleept, waar hetdrijvend wordt afgebouwd.

Het eerste en het laatste element van de (recht-hoekige) zinktunnel zal aansluiten op de boor-tunnels. Daartoe zijn deze eindelementen aanhet einde voorzien van twee ronde doorsneden,zoals zichtbaar in figuur 5. De tunnelboor-machine zal hier door zachtbetonnen wandenhet afgezonken deel van de tunnel binnenboren.

De gehele tunnel is door de Japanse ontwerpersontworpen op aardbevingen met een krachtvan 10 op de schaal van Richter.Hierbij is rekening gehouden met de dynamicavan de tunnel, waarbij gerekend is met eigen-modes en eigenfrequenties van de tunnel-buizen. Daarnaast is ook rekening gehoudenmet de mogelijkheid van verweking in deverzadigde siltige grondslag onder de zink-tunnel. Dit heeft geleid tot het toepassenvan groutinjectie tot een diepte van ongeveer25 meter onder de zeebodem.

De tunnelsegmenten bestaan uit beton, voor-zien van een stalen buitenkant. Deze zijn beidenwaterdicht. Om corrosie van de stalen om-hulling van de segmenten te vertragen iskathodische bescherming (aluminium broodjes)toegepast.

Seismologisch Instituut; KandiliNaast het bezoek aan het Marmaray project istijdens de studiereis tevens een bezoekgebracht aan Kandili Observatorium enAardbeving Instituut (KOARI).Om een goed beeld te schetsen van de proble-matiek zal allereerst ingegaan worden op plaat-tektoniek in Turkije welke de oorzaak zijn vanaardbevingen. Het grootste deel van Turkije is

gelegen op de Anatolische plaat, die met eenrelatieve snelheid van 24 mm/jr t.o.v. deEuraziatische plaat westwaarts beweegt. Deze Noord Anatolische Breuklijn (NAB) is eenzijschuiving (strike-slip fault) van 1500 km lang,lopend vanaf Oost Turkije tot in Griekenland.De Arabische plaat beweegt met een snelheidvan 18 mm/jr in Noordelijke richting en deAfrikaanse plaat, ter hoogte van Egypte, met 10 mm/jr tevens in Noordelijke richting(figuur 6).

In Turkije hebben gedurende de laatste eeuw122 zware aardbevingen plaats gevonden meteen kracht tussen de 6,0 en 7,9 op de (logarit-mische) schaal van Richter. Ter illustratie,de zwaarste geregistreerde aardbeving inNederland vond plaats in Roermond en had‘slechts’ een kracht van 5,8.De aardbevingen hebben al 82.112 levensgeëist en 558.279 gebouwen beschadigd. In totaal wordt 1,5% van het BNP gespendeerdvoor reconstructie, reparatie van gebouwen inde nasleep van een aardbeving. Het aardbevings-risico in Turkije is erg groot met een te ver-wachten terugkeertijd van 2,5 jaar voor eenaardbeving van 6.0-6.9 en 7,4 jaar voor eenbeving van 7.0-7.9.

De NAB is een van de actiefste breuklijnen inde wereld. Vanaf de oostkant van de breukschuiven de zware aardbevingen op in west-waartse richting (drukontlasting), met delaatste in 1999 op een afstand van 50 km tenOosten van Istanbul. De eerst volgende zwareaardbeving wordt verwacht in de Marmara Zee,de verbinding tussen de Middellandse Zee ende Zwarte Zee. Dit geeft een zeer bijzondereextra dimensie aan het Marmaray project.

Wanneer deze aardbeving plaats zal vinden isniet te voorspellen daar er geen regelmaat zitin de voorgaande aardbevingen. Wat welgezegd kan worden is dat met elke dag datdeze beving op zich laat wachten, deze inintensiteit zal toenemen.

Om de seismologische activiteit in de gaten tehouden zijn er 42 seismische stations geplaatstrondom de Marmara Zee. Een snelle reactie isessentieel om goede hulp te bieden na eenbeving. Zo heeft het KOARI bijvoorbeeld eendirecte telefoonlijn met de ministerpresident.Ook is een sms en e-mail dienst in het levengeroepen om alle betrokken partijen op de

hoogte te stellen; het ‘Istanbul EarthquakeRapid Response and Early Warning System’.Naast een snelle reactie is het tevens vanbelang om te weten waar de meeste hulpvereist is. Hiervoor is een grid-kaart gemaaktwaarop het aantal ingestorte gebouwen percel aangegeven kunnen worden.

Doordat Istanbul op een strategische handels-plek ligt heeft het een rijke culturele historie,waarop monitoringsprogrammas zijn afge-stemd. Zo zijn de Sultan Ahmet of blauwemoskee en de Aya Sofya (zie figuur 7) uitgerustmet bewegingsgevoelige sensoren, om de staat van de constructie te monitoren. Indiennodig wordt op basis van deze monitoringovergegaan tot maatregelen.

AcknowledgmentDeze studiereis is georganiseerd door de ‘kortestudiereis commissie’ van ‘De Ondergrondse; dispuut Geo-Engineering’ en mede mogelijkgemaakt door Deltares, Fugro, Strukton,jongerenorganisatie Gençlik Meçlisi van deGemeente Istanbul en TBI.


Figuur 7 Interieur van de koepel van de Aya Sofya


CursussenPaalfunderingen ontwerpen en toetsen volgens NEN en CUR6 juli 2008� Delft Geoacademy

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

Cursus Modelleren van bronbemalingen23 september 2008� Delft Geoacademy

Cursus Basiscursus damwanden ontwerpen met MSheet volgens CUR-16630 september 2008� Delft Geoacademy

Cursus Basiscursus ontwerpen van grondlichamen7 oktober 2008� Delft Geoacademy

Cursus Risicobeheersing van gemeentelijke bouwprojecten7 oktober 2008� Delft Geoacademy

Cursus Grondonderzoek en parameterkeuze30 oktober� PAO

Gevorderdencursus Damwanden ontwerpen met MSheet volgens CUR 16618 november 2008Organisatie: Delft Geoacademy

Cursus Geotechniek in het toetsen van dijken voor dijkbeheerders20 en 21 november 2008� PAO

Cursus Paalfunderingen ontwerpen en toetsen volgens NEN en CUR25 november 2008� Delft Geoacademy

Cursus Grondonderzoek en parameterkeuze28 november 2008� PAO

� = Organisatie

agenda 2008

Beurzen / CongressenWaterbouwdag7 oktober 2008� CUR

Funderingsdag8 oktober� Betonvereniging i.s.m. KIVI NIRIA en CUR

Congres: ReInventing Delta Life 30 oktober � KIVI NIRIA

Development of urban areas and geotechnical engineering16 - 19 juni – St. Petersburg RuslandInfo: content.geoinstitute.org/files/pdf/BulletinStPetersburg2008.pdf

5th International Geotechnical Seminar on Deep Foundations on Bored and Auger Piles8 - 10 september 2008 – Gent, BelgiëInfo: www.terzaghi.ugent.be

11th Baltic Sea Geotechnical Conference: Geotechnics in Maritime Engineering15 -18 september 2008 – Gdansk, PolenInfo: www.11bc.pg.gda.pl

17th International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering5 - 9 oktober 2009 – Alexandrië, EgypteInfo: www.2009icsmge-egypt.org

StudiedagenMini-symposium Duurzaamhergebruik baggerslib met geotextiele tubesDinsdag 3 juli 2008� CUR

Slappe Bodemdag, Slappe Bodem 3 x Beter:Betrouwbaar, Beheersbaar, Betaalbaar12 juli 2008� CUR

Funderingsdag9 oktober 2008 (voorlopige datum)� Betonvereniging i.s.m KIVI/NIRIA, afdelingvoor geotechniek en CUR

2e Geotechniek Lezingenavond ‘0813 november 2008 – Utrecht� Afdeling voor Geotechniek van KIVI NIRIA

Symposium: Symposium Leren van de A2 22 november 2008

� CROW, CUR B&I, Delft Cluster, Convenant A2

Informatie en aanmeldingBetonvereniging www.betonvereniging.nl +31-(0)182-539 233

COB www.cob.nl+31-(0)182-540 660

CROW www.crow.nl+31-(0)318-695 300

CUR www.cur.nl+31-(0)182-540 600

Delft GeoAcademywww.delftgeoacademy.nl+31-(0)15-269 3752

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

Plaxis-info

Het jaar 2008 is voor Plaxis een jaar van vernieu-wing; te beginnen met een nieuw kantoor aanhet Delftechpark 53 in Delft, dat ruimte moetbieden aan een verdere groei van het bedrijf.

Voor 2008 staat een uitbreiding met tenminste5 medewerkers in Delft en Singapore gepland,waarvan een deel inmiddels is ingevuld, maarwe kunnen nog steeds mensen gebruiken. Ook heeft Plaxis een nieuwe directeur benoemdin de persoon van Jan-Willem Koutstaal. Hij zalleiding geven aan de verdere groei en professio-nalisering van het bedrijf. Intussen wordt volop gewerkt aan een nieuwegeneratie 3D producten en verschijnt binnenkorteen update van de vertrouwde Plaxis 2D soft-ware. Naast nieuwe software producten komtPlaxis met een nieuwe service: Special Projects.Voor meer informatie over vacatures, productenen Special Projects verwijzen wij graag naar onzewebsite www.plaxis.nl.

In het maart-nummer van het Plaxis bulletin zijn,naast de gebruikelijke columns, weer een aantalinteressante artikelen opgenomen die doorgebruikers van de software zijn ingestuurd. Het is plezierig om te vernemen dat steeds meermensen hun modelleer-ervaring willen delen met anderen, en interessante artikelen voor het Bulletin insturen.

Het eerste artikel toont een vergelijking tussende resultaten van een horizontale belastingproefop in de grond gevormde palen met een nume-rieke simulatie in Plaxis 3D Foundation. HetHardening Soil model met small-strain stiffness

is gebruikt om het gedrag van de overgeconsoli-deerde grond te modelleren. De resultaten lijkenaardig te kloppen, maar het specifieke gedragvan de palen zelf vraagt om meer onderzoek eneen betere modellering.

Het tweede artikel is eveneens een toepassingvan het Foundation programma. Het beschrijfthoe 3D EEM kan worden gebruikt voor ‘piledraft’ funderingen. De embedded piles in hetFoundation programma blijken zeer efficientte zijn bij het modelleren van zulke complexefunderingen. Er is echter ook behoefte aanandere modelleringsmogelijkheden, zoalshorizontale interfaces.

Het derde artikel beschrijft de resultaten vaneen onderzoeksproject naar de mogelijkhedenen beperkingen van de Dynamica module metbetrekking tot site response analyse. De auteurshebben numerieke parameters gevarieerd omhun invloed op de resultaten te onderzoeken.Ze stellen een procedure voor om het numeriekemodel te calibreren en concluderen dat de ‘stan-dard settings’ in Plaxis niet altijd de beste resul-taten geven.

In alle artikelen geven de auteurs suggesties hoePlaxis kan worden verbeterd om een veelheidaan geotechnische toepassingen beter te kunnenmodelleren. Dergelijke suggesties worden zeerserieus genomen en zullen uiteindelijk alle Plaxisgebruikers ten goede komen.

De volledige artikelen alsmede een overzicht vanactiviteiten zijn te lezen in het Plaxis bulletin, te downloaden via www.plaxis.nl.

De redactie van het Plaxis Bulletin


KIVI NIRIAAfdeling Geotechniek

Jaarthema 2008:Deltatechnologie

Het jaarthema van KIVI NIRIA in2008 ‘Deltatechnologie’, is eenactueel onderwerp dat aansluit bijhet Internationaal Jaar van dePlaneet Aarde en de huidige discus-sie over de consequenties van kli-maatverandering. Ruim 50% van dewereldbevolking leeft in delta’s,kust- en riviergebieden. Door destrategische ligging aan zee enwaterwegen en de vruchtbarebodem die rijk is aan energiehou-dende grond- en delfstoffen, heb-ben deltagebieden een groot eco-nomisch potentieel.

Maar delta’s zijn ook kwetsbaar. De slappe bodem klinkt in, de zee-spiegel stijgt, rivierpeilen zijnonberekenbaar en de ruimte wordtsteeds schaarser. Ons land isberoemd om haar strijd tegen hetwater. We zijn gewend het hoofdte bieden aan steeds weer nieuwegevaren. Wereldwijd wordt dekwetsbaarheid van de deltagebie-den steeds duidelijker. Neem derecente overstromingen inBangladesh en Birma.

De 21e eeuw stelt ons voor eengroot aantal uitdagingen. Hoegeven we meer dan zes miljard

mensen ruimte, voeding, onderdaken veiligheid? Wereldwijd neemtde vraag naar kennis en technolo-gie op het gebied van water,ondergrond én deltabeheer toe.Meer en meer wordt onderkend dattechnologische doorbraken op ditgebied nodig zijn. Vernieuwingendie, tijdig toegepast, het leven enwerken in delta’s, kust- en rivier-gebieden veilig, schoon en duur-zaam maken.

De term Deltatechnologie is recentontstaan en staat voor een bunde-ling van disciplines die gezamenlijkde Nederlandse traditie vertegen-woordigen op het gebied van levenin een kwetsbaar deltagebied.Naast het verhogen van de inter-disciplinariteit van de traditioneelhieraan verbonden vakgebiedenzoals waterbouw, baggertechnolo-gie, geo-engineering zoekt ditvakgebied de verbinding met door-braaktechnologieën van de 21eeeuw, te weten nano-, sensor-, bio-en informatietechnologie, alsmedenaar nieuwe vormen van inbeddingvan technologie in maatschappe-lijke processen passend bij de eisendie de 21e eeuw daaraan stelt. In feite dus over het ‘opnieuw uit-vinden’ van wat de kern genoemdmag worden van de Nederlandsetraditie op het gebied van ‘civilengineering’.

Nederland is bij uitstek het landwaarin procedures en zorgvuldige,maatschappelijke afwegingenervoor zorgen dat technologischeoplossingen in het leven van mensen milieu worden ingebed.Oplossingen voor deltavraag-stukken zijn dus high tech én hightouch.

Vanuit veel vakgebieden die inafdelingen van KIVI NIRIA zijn ver-tegenwoordigd kunnen belangrijkebijdragen aan het thema wordengegeven. Graag vragen wij u ookdit jaar een bijdrage te leveren inde vorm van ideeën, sprekers voorworkshops tijdens het jaarcongres:ReInventing Delta Life op30 oktober 2008 in hetCongrescentrum van TU Delft.

Het programma van het congres is als volgt:

8.30 u. Ontvangst deelnemers9.00 u. Early Bird lezingen

10.00 u. Pauze10.30 u. Plenair ochtendprogramma12.00 u. Lunch13.00 u. 1e ronde parallelsessies14.15 u. Pauze14.55 u. 2e ronde parallelsessies16.15 u. Plenair middagprogramma17.00 u. Borrel

Sprekers zijn onder meer:- Prof. dr. ir. Jacob Fokkema, rector magnificus TU Delft- Dr. Cees Veerman, voorzitterDeltacommissie - Dr. Peter Berdowski, CEOKoninklijke Boskalis - Ir. Annemiek Nijhof, Directeur-Generaal Water, Ministerie vanVerkeer en Waterstaat

Meer informatie:Jasper van Alten, bureau KIVI NIRIA [email protected]

Aan/afmelden: [email protected]

Symposium Leren van de A2

Op 22 november wordt door ver-schillende partijen het symposium‘Leren van de A2’ georganiseerd. Het doel van het symposium is omde sector te laten zien welke prak-tische ervaringen er worden opge-daan in het kader van het A2-pro-ject. Deze ervaringen worden inhet ochtendprogramma toegelichtdoor vertegenwoordigers van debelangrijkste partijen in het pro-ject. In het middenprogramma zul-len CUR- en CROW-werkgroepen,die gelieerd zijn aan het DelftCluster programma ‘BlijvendVlakke Wegen', zich presenterenen zal de interactie tussen de werk-groepen onderling en met de sectorworden bediscussieerd. Indiennodig zullen op basis van de erva-ringen in het A2-project de werk-plannen van de werkgroepenbediscussieerd worden.

Kortom, een goede gelegenheidom kennis te maken met ontwikke-lingen op het gebied van de inter-actie tussen geotechniek en weg-bouwkunde, waarbij zowel techni-sche als procesmatige aspecten aande orde komen. Niet alleen werk-groep-leden zijn welkom, maarook wegbouwkundige en geotech-nische ontwerpers en proces- enprojectmanagers van opdracht-gevers en opdrachtnemers wordennadrukkelijk uitgenodigd om bijdit symposium aanwezig te zijn.

Meer informatie:[email protected] of via de website

Organisatie:CROW, CUR B&I, Delft Cluster,Convenant A2 en KIVI NIRIAAfdeling voor Geotechniek.

Locatie:Mobilion, Groenewoudsedijk 2a,Utrecht

11.09 CUR – Delft Cluster Lezingenmiddag � Locatie n.t.b.afdelingen.kiviniria.net/geotechniek/tr?

transaction=KIVI_ACT006&PARAM1=418

8.10 Funderingsdag 2008 � Reehorst Edeafdelingen.kiviniria.net/geotechniek/tr?transaction=KIVI_ACT006&PARAM1=436"

30.10 Reinventing Delta Life � TU Delft Congrescentrum

13.11 2e Geotechniek Lezingenavond ‘08 � Grontmij, De Biltafdelingen.kiviniria.net/geotechniek/tr?


22.11 Symposium Leren van de A2 � Mobilion, Utrechtafdelingen.kiviniria.net/geotechniek/tr?



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

Meer informatie over KIVI NIRIA: www.kiviniria.nl

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 kunstwerkenDit 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.

Netwerk en CommunicatieDe 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 vakbladGeotechniek. 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).

ActiviteitenDe Afdeling Geotechiek geeft steun aan wetenschappelijk onderzoek en helpt mee aan de ontwikkeling van diverse cursussen op het vakgebied. Daarnaast organiseert deafdeling 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 YoungGeotechnical Engineers Conference en er is een speciale afstudeerdersmiddag.

KIVI NIRIA is dKIVI NIRIA is dé é NeNederlandse e beroepsvereniging g van n en n vooringeningenieurs, , opopgeleid d aaaan n universiteiten n en n hogescholen, , en n vormt t een heen hoogwaaaardidig g technisch h kennis- - en n kennissennetwerk. Hiermee. Hiermeemaaaakt t KIVI NIRIA , het Koninklijk Instituut Van Ingenieurs, hetKIVI NIRIA , het Koninklijk Instituut Van Ingenieurs, hetbelang vbelang van n technieiek k zichtbaaaar r in n onze e samenleving g en n ondersteunt t ingenieingenieurs s bij j het t uitoefenen n van n hun n belangngrijijke e taaaak. Ingenieurs staan. Ingenieurs staanaaaan n de e basis s van n innovatie, , doordrdat t zij j hun n technische e kennis s weten n toe e te e pasassen n ten n behoeve e van n ontwikkeliling g in n de e maatatschappij.

ingeningenieurs, , opopgeleid d aaaan n universiteiten n en n hogescholen, , en n vormt t een heen hoogwaaaardidig g technisch h kennis- - en n kennissennetwerk. Hiermee. Hiermeemaaaakt t KIVI NIRIA , het Koninklijk Instituut Van Ingenieurs, hetKIVI NIRIA , het Koninklijk Instituut Van Ingenieurs, hetbelang vbelang van n technieiek k zichtbaaaar r in n onze e samenleving g en n ondersteunt t ingenieingenieurs s bij j het t uitoefenen n van n hun n belangngrijijke e taaaak. Ingenieurs staan. Ingenieurs staanaaaan n de e basis s van n innovatie, , doordrdat t zij j hun n technische e kennis s weten n toe e te e pasassen n ten n behoeve e van n ontwikkeliling g in n de e maatatschappij.

KIVI NIRIA is dé Nederlandse beroepsvereniging van en vooringenieurs, opgeleid aan universiteiten en hogescholen, en vormt een hoogwaardig technisch kennisen kennissennetwerk. Hiermeemaakt KIVI NIRIA , het Koninklijk Instituut Van Ingenieurs, hetbelang van techniek zichtbaar in onze samenleving en ondersteunt ingenieurs bij het uitoefenen van hun belangrijke taak. Ingenieurs staanaan de basis van innovatie, doordat zij hun technische kennis weten toe te passen ten behoeve van ontwikkeling in de maatschappij.

ingenieurs, opgeleid aan universiteiten en hogescholen, en vormt een hoogwaardig technisch kennisen kennissennetwerk. Hiermeemaakt KIVI NIRIA , het Koninklijk Instituut Van Ingenieurs, hetbelang van techniek zichtbaar in onze samenleving en ondersteunt ingenieurs bij het uitoefenen van hun belangrijke taak. Ingenieurs staanaan de basis van innovatie, doordat zij hun technische kennis weten toe te passen ten behoeve van ontwikkeling in de maatschappij.

Chris Sevink studeerde in november 2006 bijHydronamic BV af op het onderwerp ‘Augeopiled embankments’. Augeopalen zijn als hetware kleine vibro-palen voorzien van een ver-brede kop. Met behulp van een stalen hulpbuiswordt een kunststof buis tot in een dragendelaag gebracht. Vervolgens wordt de kunststof-buis gevuld met beton, wordt de stalen hulp-buis getrokken en wordt de paal voorzien vaneen verbrede kop, waarover een matras wordtaangebracht. De matras bestaat uit verschillendekunsstof grids en een granulair aanvulmateriaal.Het doel van de matras en de palen is om opeen economische wijze in een korte tijd eenzettingsarme fundering voor een wegconstructie

te verkrijgen. Doelstelling van de studie was om de uitkom-sten van verschillende bestaande methodenvoor het ontwerpen van ‘paal-matrassen’te vergelijken met de resultaten van praktijk-metingen. Het project Nesselande is daarbijals referentieproject gebruikt. De belangrijksteontwerpmethoden zijn de Britse BS8006 enDuitse EBGEO.

Geconcludeerd is dat de BS8006 vooralgeschikt is voor het bepalen van de benodigdewapening van de matras, maar ook dat dezemethode als nadeel kent dat bij een diktevan de matras groter dan de afstand tussen

diagonaal tegenover elkaar staande palen,alle belasting die boven dit niveau aangrijpt,geacht wordt door de palen gedragen teworden. Daardoor kan de invloed van verkeers-belastingen op de vereiste sterkte van dematras buiten beschouwing blijven. Hetgebruik van EBGEO leidt tot berekende lagerepaalbelastingen en een grotere afdracht vande belasting naar grids en ondergrond.EBGEO neemt de bijdrage aan het evenwichtvan de grond tussen de palen, in tegenstellingtot BS8006, wel mee, zodat het verschil ingrid-belasting tussen beide methoden weerenigszins wordt verminderd.

De analyse van de zakkingsmetingen vanNesselande wees uit dat de gemeten zettingenkleiner zijn dan volgt uit zowel de berekenin-gen volgens BS8006 en EBGEO. Uit de meet-data kon niet worden bepaald of dat te wijtenis aan een gedeeltelijke consolidatie van deondergrond of aan een gebrekkige modelleringdoor de ontwerpmethoden. �

In deze rubriek wordt een samenvatting gegeven van het afstudeerwerk van die studenten van deTechnische Universiteit van Delft die afstudeerden bij Geo-engineering. Dit keer: het werk van ir. Ch.Sevink, afgestudeerd bij prof. ir. A.F. van Tol.


Augeo piled embankments

Figuur 1 Het makenvan Augeo-palen.

Figuur 2 Een Augeo-palenveld.

Figuur 4 Het krachtenspel binnen een ‘paal-matras’.Figuur 3 Detail paalkop Augeo-paal.

Afstudeerders ir. Ch. Sevink


sbr-info

Column Jack de Leeuw

We zijn bij SBR groot promotor van digitalekennisoverdracht. Vooral onderwerpen waar veel informatie aan de orde is zoals bij hetHandboek Funderingen of de meerdelige uitgaveBrandveilig Ontwerpen en Toetsen bieden wehet liefst aan met een licentie via internet.

Dat heeft grote voordelen. De informatie isactueel, want kan dagelijks worden bijgewerkt.En het zoeken in grote hoeveelheden informatieis digitaal veel makkelijker. Met een paarmuiskliks kom je snel op de plek waar de door jou gevraagde kennis staat, veelal ook nogvoorzien van links naar verwante onderwerpen.En wat dacht u van de kosten? Digitaal ver-spreiden is veel goedkoper dan vormgeven,drukken, op voorraad houden en verzenden.Een goede manier om de prijs van het informatie-product laag te houden. We doen dus steedsmeer digitaal, want dat is makkelijk, efficiënt,goedkoop en het levert beter toegankelijkeinformatie voor u. Een goede zakelijke benadering.

Maar hoe komt die kennis die in bits en bytes is vastgelegd tot stand? Waar komen nieuweideeën vandaan? En een stap verder: hoekomen innovaties tot stand, die leiden totbetere methoden, nieuwe toepassingen,duurzamer materiaalgebruik en een betereindresultaat voor de opdrachtgever? Dat iswaar mensen elkaar ontmoeten en elkaar inspi-reren. Begeleidingscommissies en gebruikers-platforms leveren meer op dan een middagjestuderen en nadenken achter je bureau. En hetorganiseren van bijeenkomsten is eigenlijkleuker dan het produceren van editie nummerzoveel. Bij SBR worden nieuwe projecten min-stens net zo vaak in de wandelgangen geboren,dan achter de vergadertafel. En dat is bij u inuw bedrijf of organisatie niet anders. Dezemenselijke benadering is naar mijn mening debasis voor de hierboven beschreven zakelijkebenadering. Wij hopen veel contact met u te houden.

Op 8 april had in Zoetermeer de eerste editievan SBR Funderingen plaats. In het auditoriumvan het Bouwhuis passeerden verschillendeinteressante onderwerpen de revue. De deelnemers waren unaniem positief over de bijeenkomst. Een traditie lijkt geboren.

Dagvoorzitter Louis de Quelerij opende debijeenkomst door de betekenis van defunderingsbranche in economische enecologische termen te schetsen. De brancheis nog volop in ontwikkeling en daarbij iskennisoverdracht het sleutelwoord.Een ontwikkeling die het gevolg is vanEuropese samenwerking is de introductievan de Eurocodes, de Europese rekenregels,die uiterlijk begin 2010 worden ingevoerd.Hein Janssen van Fugro gaf in een helderbetoog de essenties van de wijzigingen weer.Er kan ook binnen het Bouwbesluit nu alworden gerekend met Eurocodes!

De paal-plaatfundering is een technischeontwikkeling die de eigenschappen van eenfundering op staal met die van een funderingop palen combineert. Hoewel maar in beperkte gevallen toepasbaar maakt BertEverts (ABT) duidelijk dat een flinke reductieop het aantal palen kan worden gerealiseerd.In de vorige uitgave van Geotechniek was op de pagina van SBR al een en ander te lezenover GeoBrain. Thomas Bles van Deltareslegde op de bijeenkomst nog eens uit waaromGeoBrain een belangrijk instrument voorrisicobeheersing is.Uiteraard was er tijdens SBR Funderingen 2008ook aandacht voor het digitale HandboekFunderingen van SBR. Bram van de Valk (SBR)voerde de deelnemers in grote stappen doorhet handboek en langs de recentelijk vernieuwde

en toegevoegde hoofdstukken. Hij kondigdeaan dat binnenkort zal worden gestart metde update van de paalsystemen.

De bijeenkomst werd besloten met tweeindrukwekkende projecten. In de eerste plaatspresenteerde George Henkens van Aronsohnraadgevend ingenieurs de uitbreiding van deNolet distilleerderij in Schiedam. De wijzewaarop de wens van de opdrachtgever om uitte breiden op de bestaande locatie is ingevuld,is absoluut uniek.Vervolgens gaf Leo van Dorp van Ingenieurs-bureau Zonneveld inzicht in de funderings-problematiek van hoge woongebouwen aande hand van de in aanbouw zijnde Maastorenin Rotterdam. Deze toren die feitelijk in deNieuwe Maas staat wordt met zo’n 160 meterhet hoogste woongebouw van Nederland.

Nog geen abonnement op het handboek SBRFunderingen? Ga naar www.sbr.nl/funderingenvoor meer informatie en tarieven.

Noteer alvast in uw agenda: 23 september 2008bijeenkomst ‘Schade: trillingen als oorzaak?'

ir. Jack de LeeuwAlgemeen directeur SBR

SBR Funderingen 2008 succesvol

Als een van de meest actieve internationalecommissies van de ISSMGE heeft TC28 tot doeleen platform te zijn voor kennisuitwisseling omondergronds bouwen op een hoger plan tebrengen. Het delen van case histories wordthiervoor als belangrijk instrument gezien. Sinds 1994 wordt elke drie jaar een internatio-nale conferentie gehouden. Nadat in 2005 eenzeer succesvolle bijeenkomst in Amsterdam isgeorganiseerd, was het dit jaar de beurt aanShanghai voor de zesde internationale conferen-tie op 10, 11 en 12 april.

Shanghai, de stad waar op dit moment 5 metro-lijnen tegelijkertijd onder constructie zijn enwaar men ook lijnen van 100 km lengte aanlegt,was precies de juiste locatie. Want Shanghaibouwt ook een tunnel-brug onder/over deYangtze River in Shanghai (een van de grootstediameter boortunnels ter wereld van 15,3 mdoorsnede), waar behalve in lezingen ook meteen excursie aandacht aan werd besteed.Eigenlijk is de hele stad een grote bouwput waarondergronds de infrastructuur en bovengrondsde ene na de andere wolkenkrabber verschijnt inde lastige slappe bodem van de Shanghai delta.Technische achtergronden werden door deChinese gastheren van zowel opdrachtgeverzijdeals aannemer en universiteit beschouwd.Opvallend hierbij was dat veiligheid uitgebreid

naar voren kwam, maar dat juist op dit onder-werp enkele vraagtekens konden wordengeplaatst. Ook werd bewezen dat de Chinezengoed om zich heen kijken en zo passeerde danook een richtlijn van Rijkswaterstaat over passievetunnel-bezwijkveiligheid tegen en een bereke-ningsmethode om het risico van opdrijven in teschatten zoals die ook voor de Groene HartTunnel is gebruikt.

Actieve leden van TC28 uit Nederland zijn AdamBezuijen (core member) en Klaas Jan Bakker.De Nederlandse delegatie was goed vertegen-woordigd met daarnaast ook Flip Hoefsloot vanFugro, Monique Sanders van Royal Haskoning,Arno Talmon en Mandy Korff van Deltares enWout Broere van TU Delft.

In zijn keynote-lezing had Adam Bezuijen demogelijkheid het tunnelonderzoek van hetafgelopen decennium in Nederland met name inCOB en Delft Cluster verband uitgebreid toe telichten. Behalve voor de technische vooruitgangdie Nederland hierin geboekt heeft, was er ookveel bewondering voor de systematische wijzewaarop dit onderwerp in Nederland is aangepaktmet voortschrijdend onderzoek bij de verschil-lende praktijkprojecten. Hoewel de resultatenvan dit werk in Nederland al enkele jaren bekendzijn, bleek het integraal presenteren ervan in de

conferentie veel interesse te wekken. Het in 2005 uitgegeven boek Tunneling in theNetherlands, a decade of progress bleek ook in dit kader heel aantrekkelijk, alle 15 exemplarendie de uitgever beschikbaar had waren snel uitverkocht.

Overige Nederlandse lezingen gaven een over-zicht van 10 jaar boortunnels in Nederland (KlaasJan Bakker), grout en bentoniet stroming rond-om de TBM met een mogelijke verklaring voorde vervorming van de TBM bij de WesterscheldeTunnel (Adam Bezuijen), experimenten op hetgebied van compensation grouting, een interna-tionaal project waarbij wordt samengewerktmet de Universiteit van Cambridge (MoniqueSanders), analyse van groutmetingen bij deGroene Hart Tunnel (Arno Talmon) en degevolgen daarvan voor de langsbelastingen(Flip Hoefsloot) en experimenteel onderzoeknaar de invloed van grondontspanning doorboren op paalfunderingen (Wout Broere).

Zeer kort samengevat zouden de belangrijkstelessen uit deze conferentie als volgt kunnenworden samengevat:� Bij het modelleren van ondergronds bouwen

moet vooral ook de uitvoering nauwkeurigworden meegenomen. Alleen door de beken-de uitvoeringsaspecten (bouwrijp maken,installatie-effecten, geschiedenis doorvoorbelastingen) en onbekende uitvoerings-aspecten (hoe gaat de aannemer precies tewerk, tijdsduur werkzaamheden, volgorde en gedrag in 3D) mee te nemen kan eenbetrouwbaar ontwerp worden gemaakt.

� De trends in ondergronds bouwen zijn grotereconstructies, sneller bouwen en meer aan-dacht voor beheersing van risico's.

� Belang van uitgebreide rapportage vangeotechnische en modelmatige gegevens incase histories (maar ook advies en onderzoeks-rapporten) voor een betere beoordeelbaar-heid en opslag voor de toekomst.

� Naast de verdere ontwikkeling van numerieke(FEM) methoden is er ook nog steeds aandachtvoor de ontwikkeling van eenvoudiger empiri-sche of analytische methoden. Zo behandeldeProf. Bolton in zijn keynote lezing een nieuwemethode (MSD) waarbij op relatief eenvoudigewijze vervormingen kunnen worden berekend,bijvoorbeeld bij gestempelde bouwputten.

Technische commissies


TC 28 Geotechnical Aspects of Underground Construction in Soft Ground

‘Shanghai volgt Amsterdam op metsuccesvol internationaal congres’

Met in het achterhoofd nog de instorting vanNicoll Highway in Singapore was het verderopvallend in hoe weinig casestudies er aandachtwas voor de fundamentele verschillen die kunnenontstaan door de manier van modelleren in eindi-ge elementen berekeningen. Daarentegen waser een duidelijke toename te zien in het gebruikvan methoden voor het beter analyseren enterugrekenen van meetgegevens met statistischeen artificiële intelligentietechnieken, het doen

van experimenten en de invulling van geotech-nisch risicomanagement. Dat dit in Shanghaihoog op de agenda staat, bleek ook al tijdenshet vorig jaar gehouden eerste congres overgeotechnisch risicomanagement. Zie hiervoorook geosnet.geoengineer.org.

Behalve de opgedane technische kennis zijn eraantrekkelijke contacten gelegd en aangehaaldmet de voorzitter van TC28 Richard Kastner uitLyon, voormalig voorzitter Robert Mair uitCambridge, bestuurders Seco e Pinto en Taylorvan de ISSMGE en de overige leden van TC28(Gulia Viggiani uit Rome, Jamie Standing vanImperial College, Prof Akagi uit Japan, prof.Sifro uit Argentinie, Arsenico Negro uit Brazilie),Hashimoto van GRI, prof. Richard Finno uitIllinois, Malcom Bolton uit Cambridge en velevan de overige deelnemers.

Behalve in conferenties werkt TC28 aan haardoelstelling door een richtlijn voor het beschrij-ven van case-studies waarbij monitorings-gegevens, berekeningen en/of experimentenworden vergeleken. Doel hiervan is vooral omde kwaliteit en bruikbaarheid van de informatiete vergroten; nog te vaak worden resultaten vanberekeningen en metingen vergeleken zondereen duidelijke beschrijving van bijvoorbeeld degrondopbouw, modelkeuze, parameters, instru-

mentatie etc. Behalve aan de kwaliteit van debeschrijving van de cases is er ook een doelgesteld om in 2011 tijdens de volgende confe-rentie een database te presenteren met gege-vens van tunnelprojecten in de hele wereld, waarruimte is voor het uitwisselen van meetgegevensen analyses. Het opzetten van een dergelijkedatabase gaat natuurlijk niet vanzelf, maar hetINSA in Lyon heeft de opzet al gereed. Ookvanuit Nederland is input gevraagd en via hetCOB worden nagegaan op welke wijze Nederlandhier het beste op kan aansluiten. Tevens is aan-geboden Nederlandse ervaringen met het opzet-ten en beheren van databases met technischeinformatie vanuit GeoBrain in te brengen.

Eerstvolgende activiteiten van TC28 zijn deorganisatie van twee workshops; een inBudapest op 12-13 september 2008 en eentijdens de internationale conferentie van

ISSMGE in oktober 2009 in Alexandrië. De volgende conferentie van TC28 zal in aprilof mei 2011 in Rome worden georganiseerd.Een mooie gelegenheid om wat in Amsterdamen Shanghai is opgebouwd voort te zetten enop een gunstige locatie weer een duidelijkNederlands geluid te laten horen in de interna-tionale 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 65professoren, 3 geotechnische centrifuges en1000 afstuderende geotechnici per jaar.

� 185 deelnemers uit 27 landen buiten China en ongeveer 100 vanuit China, 112 papers, 4 keynote sprekers

Technische Commissies van de ISSMGE

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

JTC 1 Landslides and Engineered SlopesJTC 2 Representation of Geo-Engineering Data JTC 3 Education and TrainingJTC 4 Professional PracticeJTC 5 Sustainable Use of Underground SpaceJTC 6 Ancient Monuments/Historic SitesJTC 7 Soft Rocks and Indurated Soils

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

TC 1 Coastal Engineering and Dyke TechnologyTC 2 Physical Modelling in GeotechnicsTC 3 Geotechnics of PavementsTC 4 Earthquake Geotechnical Engineering and

Associated ProblemsTC 5 Environmental GeotechnicsTC 6 Unsaturated SoilTC 8 Frost GeotechnicsTC 16 Ground Property Characterization

from In-Situ TestsTC 17 Ground ImprovementTC 18 Deep FoundationsTC 23 Limit State Design in Geotechnical EngineeringTC 28 Underground Construction in Soft GroundTC 29 Laboratory Stress Strain Strength Testing

of GeomaterialsTC 32 Engineering Practice of Risk Assessment

and ManagementTC 33 Geotechnics of Soil ErosionTC 34 Prediction and Simulation Methods

in GeomechanicsTC 35 Geo-Mechanics from Micro to MacroTC 36 Foundation Engineering in Difficult

Soft Soil ConditionsTC 37 Interactive Geotechnical DesignTC 38 Soil-Structure InteractionTC 39 Geotechnical Engineering for Coastal

Disaster Mitigation and RehabilitationTC 40 Forensic Geotechnical EngineeringTC 41 Geotechnical Infrastructure for Mega Cities

and New Capitals

ERTC = Europese regionale technische commissie

ERTC 3 PilesERTC 7 Numerical Methods in Geotechnical EngineeringERTC 10 Evaluation Committee for the

Application of EC 7ERTC 12 Evaluation Committee for the

Application of EC 8

Technische commissies


Tegenwoordig is het gebruik van de eindige-elementenmethode bij de analyse en hetontwerp van geotechnische constructies heelgewoon. Een belangrijk onderdeel bij het maken van een betrouwbare berekening is de samenstelling van de materiaaldatasets(grondmodel en parameterbepaling). Dezedienen het deformatiegedrag van de verschillendegrondlagen in de betreffende toepassing zorealistisch mogelijk te beschrijven.

In de jaren ‘90 werd vooral het linear-elastischperfect-plastische Mohr-Coulomb modelgebruikt als basis voor het deformatiegedrag vangrond. Inmiddel zijn ook de meeste geotechnicivertrouwd met geavanceerde grondmodellenzoals het Hardening Soil model (tegenwoordigmet small-strain stiffness; Benz, 2007). Datvereist weliswaar dat meer modelparametersmoeten worden bepaald, maar de keuze vandeze parameters is veel minder afhankelijk van de specifieke omstandigheden in de toe-passing (o.a. spanningsniveau, spanningspad en rekniveau).

De volgende (grote) stap is een model waarbijsterkte- en stijfheidseigenschappen afhankelijkzijn van de porositeit of ‘void ratio’, en die eenzekere mate van anisotropie vertonen. Het MIT-S1 model (Pestana & Whittle, 1999) is zo’nmodel. Het model kent 14 modelparameters.Daarnaast dient een aantal zogenoemde ‘stateparameters’ te worden geïnitialiseerd, waarbij inhet geval van maagdelijke grond de ‘void ratio’eigenlijk de belangrijkste is; de overige stateparameters kunnen daarvan worden afgeleid.

Veel gebruikers van eindige-elementenprogram-ma’s hebben in de dagelijkse hectiek rondomgeotechnische projecten moeite met het toepas-sen van nieuwe modellen en de bijbehorendemodelparameterbepaling. Zij vragen zich afwaarom er steeds weer nieuwe en meer geavan-ceerde modellen beschikbaar komen, en wat hetnut is om deze modellen te gebruiken, terwijl deonzekerheid in de ondergrond nog steeds hoogis. Ontwikkelaars van dergelijke modellen wijzendan op de kwalitatieve voordelen die dezemodellen hebben als gevolg van het meenemenvan meer aspecten van grondgedrag. De ‘last’

van het grotere aantal modelparameters wordtdan gecompenseerd door de eenduidigheidwaarmee die parameters kunnen wordenbepaald. Ook bij beperkte informatie uit deondergrond wegen de voordelen al gauw optegen de nadelen.

Zeer geavanceerde modellen zoals het MIT-S1model komen dusdanig dicht in de buurt van hetwerkelijke grondgedrag dat het denkbaar zouzijn om op basis van dit model ‘standaard data-sets’ samen te stellen voor geclassificeerdegrondsoorten. Met een 25-tal datasets zoudenwe de meeste grondsoorten redelijk goed kun-nen beschrijven. Het modelleren van de onder-grond en het grondgedrag in eindige-elementen-toepassingen beperkt zich dan tot het kiezen van een laagindeling, het toewijzen van de juistestandaard datasets en het initialiseren van de‘void ratio’; het model doet de rest. Natuurlijkblijft de geotechnisch ingenieur verantwoorde-lijk voor de uitkomst van de berekening, netzoals de automobilist die, ondanks de relatiefafgenomen kennis van wat er onder de motorkapzit, verantwoordelijk blijft voor zijn rijgedrag.Hij/zij zou daarbij vanzelfsprekend wel een ‘rij-bewijs’ moeten hebben en eventueel overcorrigerende hulpmiddelen moeten beschikkenvergelijkbaar met ABS, ESP, TC en, als het echtfout gaat, Airbags.

Misschien is dit wel de weg die we op moetengaan: zeer geavanceerde technieken beschikbaarstellen in combinatie met een grote mate van‘toegankelijkheid’ en ‘gebruiksgemak’ (lees:zeer geavanceerde grondmodellen in combinatiemet standaard datasets voor geclassificeerdegrondsoorten), waarbij gebruikers niet meerprecies weten hoe het model werkt, maar wel demogelijkheden en vooral de beperkingen dienente kennen (o.a. via cursussen). Verder zouden ermiddelen kunnen worden ontwikkeld om gebrui-kers te waarschuwen wanneer de grenzen vanhet toepassingsgebied worden bereikt en om inte grijpen wanneer deze worden overschreden.Technisch is het mogelijk en het zal leiden totsnellere 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 mailnaar [email protected].

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


GeoForum

Einde van modelparameterbepaling nabij?

Ronald Brinkgreve


InleidingIn Geotechniek no. 2 van april 2008 geven deauteurs ir. M.G.J.M. Peters en ing. R. Steenbrinkin een interessant artikel getiteld ‘Berekeningvan door grond zijdelings belaste palen, conserva-tief of niet?', de resultaten en de analyse van metname de metingen gedaan in het kader van deaanleg van de Oosterheemlijn te Zoetermeer. Zesluiten af met de conclusie dat het toch mogelijkmoet zijn om een ontwerpmethode te ontwikke-len die het eerder heien van palen toestaat. Het is in dit kader goed om te weten dat ermomenteel een CUR commissie H408 actief isdie zich richt op het analyseren van door grondhorizontaal belaste palen met als doel om tekomen tot een ontwerprichtlijn in de loop van2009. In dit artikel zal een kort overzicht wordengegeven van de doelstelling van de commissie,zullen de onderzochte cases worden aangegevenen zal er een eerste reactie worden gegeven opde bevindingen van de auteurs Peters enSteenbrink.

Achtergrond CUR-commissie Ophogingen bij aanleg van wegen en dijkenresulteren bij slappe ondergrond niet alleen ingrote zettingen in de tijd maar ook in grotehorizontale vervormingen. Er is tot heden nogrelatief weinig kennis van de horizontale vervor-mingen die gepaard gaan met de primaire enseculaire zettingen waardoor er veelal noodge-dwongen een conservatieve benadering gekozendient te worden bij het ontwerpen van op palengefundeerde constructies Daar waar dit conser-vatisme achterwege blijft, kan dit leiden totschade aan de constructie. Dit kan variëren vanhet ontoelaatbaar deformeren van de palen totbijvoorbeeld het dichtdrukken van de voegen. Doordat er veelal geen ruchtbaarheid aan wordtgegeven, kan de indruk ontstaan dat het aantalschadegevallen beperkt is.

In 2003 is een aantal Delft Cluster projectengestart met als doel om de voorspelbaarheid van gronddeformaties te verbeteren, waaronderhet deelproject ‘Door Grond Horizontaal BelastePalen'. Om de aansluiting met de praktijk te opti-maliseren is eind 2005 dit deelproject onderge-bracht in de CUR-commissie H408 ‘Door GrondHorizontaal Belaste Palen’ waarin aannemers,

ingenieursbureaus, opdrachtgevers en onder-zoeksinstellingen hun krachten hebben gebun-deld om dit onderwerp verder te onderzoeken.Het onderzoek van de commissie is gericht ophet – met een grotere mate van zekerheid dannu het geval is – voorspellen van de horizontalevervormingen van de ondergrond en de hierdoorveroorzaakte vervormingen en krachten in eenconstructie. Vooral kennis van het tijdsafhankelijkegedrag – met name de kruip van de grond –ontbreekt op dit moment. Tevens is de grond-constructie interactie en de wijze van modellereneen onderwerp waar in de commissie veel aan-dacht aan wordt gegeven.

WerkzaamhedenNaast een literatuuronderzoek naar bestaandemethoden en proefresultaten ligt het accent ophet analyseren van bestaande proefmetingen.Een aantal beschikbare veldmetingen encentrifugeproeven is binnen de commissiegeanalyseerd waarbij bestaande en aangepasterekenmethoden voor het voorspellen van devervormingen en krachten in de ondergronden 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 grond-constructie interactie� Centrifugeproef GeoDelft; gronddeformaties

en bepaling van de buigende momenten vaneen stalen paal ingeklemd aan de kop.

� CIAD-proef Europaboulevard; gronddeforma-ties en bepaling van de buigende momenten inde fundatiepalen in een keermuur (zie ter illus-tratie bijgevoegde figuren A en B).

� De Brienenoord Corridor (Bricorproef);De gronddeformatie en deformaties van eenstalen en prefab betonpaal met vrije paalkopt.g.v. de ophogingen bij de Brienenoord zijngeanalyseerd.

Doorkijk naar resultaten DC/CUR-onderzoekOm een uitspraak te doen over de voorspelbaar-heid van horizontale gronddeformaties en degrond-constructie interactie zijn voor de hierboven

genoemde cases analyses gemaakt met o.a. devolgende methoden:� Methode IJsseldijk-Loof� Methode Bourges en Mieussens� Plaxis berekeningen met verschillende

grondmodellen (Soft Soil, Hardening Soilen Soft Soil Creep model)

� Methode Begeman-de Leeuw� MPile.

Uit de resultaten van deze cases blijkt dat demethode IJsseldijk-Loof zeker niet altijd totconservatieve resultaten leidt. Bij de Bricor-caseblijven de voorspelde horizontale deformatiessterk achter bij de metingen, ook als deelasticiteitsmodulus van de grond wordtafgeleid uit de zakbaakfits.Met de methode Bourges en Mieussens wordenredelijke resultaten geboekt. Deze methode iscompleter dan de methode van IJsseldijk enLoof, omdat naast de stijfheid van de grond ookde stabiliteit van de terp wordt meegenomen.

Wat betreft de Plaxis-modellen wordt de hori-zontale verplaatsing gedomineerd door de stabi-liteit van de terp en de waarde voor de neutralegronddrukcoëfficiënt K0

nc. Aan deze laatste isook de parameter M gekoppeld die de vorm vande cap bepaald evenals de verhouding tussen dehorizontale en verticale grondverplaatsing. DeK0

nc en M wordt bepaald uit de hoek van inwen-dige wrijving ’ van de grond. Hierbij leidt eenhoge waarde voor ’ tot relatief kleine horizontalegronddeformaties. Voor de cases BetuweRouteen Bricor is het effect van ’ op de berekeningsre-sultaten bestudeerd, waarbij de waarde van ’

Ingezonden

CUR-commissie H408 ‘Door grond horizontaal belaste palen’

Reactie op een artikel in Geotechniek april 2008

ir R.S. Beurze BAM Infraconsulting. A. Feddema Deltares

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


onder andere is bepaald uit celproeven, triaxiaal-proeven en K0-CRS-proeven. Op basis van dezeanalyses wordt geprobeerd een uitspraak tedoen over de beste methode voor het bepalenvan de waarde voor K0

nc om een betrouwbarevoorspelling van de horizontale gronddeforma-ties te verkrijgen.

Het probleem bij de beschikbare/geanalyseerdecases is dat de metingen meestal onvoldoendelang zijn doorgezet om ook iets te kunnen zeg-gen over de invloed van kruip van de grond. Ditwordt ook door de auteurs Peters en Steenbrinkonderschreven. Alleen voor de Bricor-case zijnlangeduurdeformatiemetingen beschikbaar aande palen die in de teen van de ophoging zijngeplaatst. De stalen paal is in november 2007opgezocht en opnieuw ingemeten; de prefabbetonpaal is reeds in 1996 verwijderd. Helaaszijn hier echter geen langeduurdeformatiemetingenvan de grond beschikbaar, zodat een koppeling

tussen grond- en paalgedrag lastig of niet temaken is.De auteurs dragen voor het langetermijngedragvan de grond de door Stewart uitgevoerdecentrifugeproeven aan (figuur 10 van genoemdartikel in Geotechniek 2-2008). Het betreft hierechter alleen het consolidatiegedrag van degrond, omdat de gebruikte kaolin klei nauwelijkskruip vertoont.Vergelijking met de veldmetingen bij Skå-Edeby(figuur 11 van genoemd artikel in Geotechniek2-2008) is lastig, omdat de terp na 10 jaar nogsteeds aan het consolideren is. Bij de binnen deCUR-commissie geanalyseerde cases is de grond1 jaar na ophogen bijna volledig uitgeconsoli-deerd. Wel blijkt uit de onderzochte cases‘Bricor’ en ‘Centrifugeproef’ dat de verhoudingtussen de maximale horizontale grondverplaat-sing in de teen van de ophoging en de maximalezetting van de kruin van de terp ξ inderdaadop dezelfde wijze afneemt als bij Skå-Edeby,

maar dat de absolute waarden bij Bricor enCentrifugeproef hoger liggen.Naast de voorspelbaarheid van de horizontalegronddeformaties wordt binnen de CUR-commissie ook aandacht besteed aan de paal-grond-interactie en de invloed van kruip enscheurvorming op het paalgedrag van een(prefab) betonpaal. Hieruit blijkt dat vooral hetmodelleren van de scheurvorming van het betontot optimalisaties kan leiden. Indien scheur-vorming optreedt, speelt het effect van de kruipvan het beton nog maar een ondergeschikte rol.

Naast het aspect van de paal-grond-interactiewordt door de auteurs terecht gewezen op hetbelang van de modellering van de inklemmingvan de paalkop. Op dit moment wordt er binnende CUR-commissie bekeken op welke wijze deaansluiting van de paalkop op de constructiehet beste kan worden gemodelleerd. Het eind-rapport van de commissie zal dus zeker eenuitspraak hierover doen.

ConclusieEr wordt door de commissie gestreefd naareen breed gedragen ontwerprichtlijn die eensubstantiële kwaliteitsverbetering geeft bij hetvoorspellen van de vervormingen en krachtenin de constructies. De door de auteurs Petersen Steenbrink beschreven analyse zal zekermeegenomen worden in de werkzaamhedenvan de commissie. Het streven van de commissieis om in de loop van 2009 de ontwerprichtlijngereed te hebben. �

Ingezonden

De verschillen tussen de op basis van klassiekelineaire modellen (o.a. IJsseldijk-Loof) voorspeldeen gemeten grondverplaatsingen, die in het kadervan de aanleg van de Oosterheemlijn te Zoetermeerzijn geconstateerd, zijn aanleiding geweest om hetdeformatiegedrag van de ondergrond nader teonderzoeken. In dit onderzoek zijn verschillendeniet-lineaire modellen beschouwd in relatie tot detijdens de uitvoering gemeten waarden gedurendede verschillende fasen vanaf het begintraject vanbelasten tot verderop in de consolidatie. Hierbij zijninteressante overeenkomsten aangetoond die uit-eindelijk hebben geleid tot een eerdere vrijgave vanhet landhoofd dan in de ontwerpfase was voorspeld.

� Dat benadering met IJsseldijk-Loof per definitietot conservatievere resultaten leidt is in dit arti-kel niet zozeer bedoeld; aangegeven is dat der-gelijke eenvoudige methoden goed als eersteindicatie kunnen worden toegepast. De gecon-stateerde verschillen tussen theorie en praktijkbetreffen hier specifiek de twee beschouwdeprojecten Oosterheemlijn Zoetermeer enThorbeckerveld Gouda.

� Genoemde lange-termijn proefresultaten wordenin dit artikel ook niet gedefiniëerd als zijndekruip. Beoogd wordt hier op het feit dat er sowie-so 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 vanbeton enige bijdrage kan leveren.

Het artikel heeft tot doel gehad om de kennisleem-te over door grond zijdelings belaste palen naarvoren te halen. De auteurs onderschrijven daarmeeook de behoefte naar een duidelijke en breedgedragen ontwerprichtlijn en zijn daarbij uiteraardgeïnteresseerd naar de verdere werkzaamheden enconstateringen van de CUR-commissie H408.

ir. M.G.J.M. Peters

Reactie op commentaar ir R.S. Beurze, BAM Infraconsult en ing. A. Feddema, Deltares:

Figuur B Ter illustratie, een vergelijk vande berekende engemeten buigendemomenten in eenfundatiepaal van de Europa-boulevardcase

In de vorig jaar uitgekomen ENW*-LeidraadRivieren, met de bijbehorende TechnischeRapporten [1], is een nieuw stelsel van partiëleveiligheidsfactoren geïntroduceerd voor detaludstabiliteit van (rivier)dijken. Deze leidraadvervangt de oude TAW**-Leidraad voor hetOntwerpen van Rivierdijken, deel 1 uit 1985(voor het bovenriviergebied, LOR1 [4] en deel 2uit 1989 (voor het benedenriviergebied, LOR2[5]. De nieuwe veiligheidsfactoren zijn gepre-senteerd in een Addendum bij het TechnischRapport Waterkerende Grondconstructies(TRWG) [6]. Dit artikel gaat in op de achtergron-den en keuzes die gemaakt zijn bij de afleidingvan deze factoren. Meer informatie is opgeno-men in het nog uit te brengen ‘Achtergrond-rapport materiaalfactoren rivierdijken’[3].

Waarom nieuwe materiaalfactoren? Een historische terugblikBij het opstellen van de oude leidraad, middenen eind tachtiger jaren van de vorige eeuw, is

het destijds in opkomst zijnde concept vanpartiële veiligheidsfactoren voor de controlevan stabiliteit van het binnentalud van dijkengeïntroduceerd. Voor wat betreft het grond-mechanisch ontwerpen van dijken zou deleidraad consistente richtlijnen moeten bevatten voor de verschillende rivierregimes.Een belangrijke (door beleidsmatige motieveningegeven) voorwaarde was echter dat nieuwerichtlijnen niet tot trendbreuk zouden mogenleiden ten opzichte van de tot dan toe heersendeontwerppraktijk, waarin gerekend werd metoverall veiligheidsfactoren.

Een complicatie was dat de heersende ontwerp-praktijk niet eenduidig was. Nog afgezien vanvrije keuzes van de ontwerpers was er een struc-tureel verschil ontstaan tussen de praktijk in hetbovenrivierengebied, met relatief stevigeondergrond, en in het benedenrivierengebiedmet doorgaans een slappe ondergrond. Ookwerd geadviseerd op basis van verschillende

proeven om de schuifsterkte van grond temeten: de celproef in het westen van het landen de triaxiaalproef elders. De gemetenwaarden van de schuifsterkte met de celproefkunnen (aanzienlijk) kleiner zijn dan die met detriaxiaalproef en mede daardoor was de ont-werpbenadering in het benedenrivierengebiedconservatiever dan in het bovenrivierengebied.In de tijd dat de leidraad ([4] en [5]) werdopgesteld, werden de verschillen tussen beide proeftypen kleiner ingeschat dan nu.Bovendien bestond over dit verschil destijdsweinig consensus.

De opstellers van de leidraad moesten dusschipperen. Enerzijds wilde men een leidraaddie ‘uniform’, of althans consistent van opzet,was voor het boven- en het benedenrivierengebied, ongeacht de wijze waarop schuifsterktegemeten wordt. Anderzijds moest trendbreukin het ontwerp voor beide gebieden vermedenworden. Dit resulteerde in aan te houden mate-riaalfactoren die voor schuifsterktes op basisvan celproeven kleiner zijn dan voor schuifsterk-tes op basis van triaxiaalproeven. Daar is op zichniks mis mee, deze proeven geven immers ver-schillen in gemeten schuifsterkte. Echter, deverschillen in materiaalfactoren waren ook inbelangrijke mate ingegeven door de eis omtrendbreuk te vermijden. Dit leidde ertoe datde verschillen in voorgeschreven materiaal-factoren voor ‘celproef-schuifsterkte’ en voor

Nieuwe veiligheids-factoren voor dijken in de Leidraad Rivieren

Samenvatting

S. Kapinga voorheen Fugro Ingenieursbureau b.v., nu Waterschap RivierenlandE. Calle Deltares en TU DelftM. van der Meer Fugro Ingenieursbureau b.v. en TU Delft


In de vorig jaar uitgekomen ENW-LeidraadRivieren, met de bijbehorende TechnischeRapporten is een nieuw stelsel van partiëleveiligheidsfactoren geïntroduceerd voor destabiliteit van het binnentalud van (rivier)dijken. De nieuwe veiligheidsfactoren zijn te vinden in het Addendum bij het Technisch RapportWaterkerende Grondconstructies (TRWG). Deze veiligheidsfactoren, bestaande uit materiaalfactoren, een schematiseringsfactor en schadefactoren, vervangen de materiaal- en schadefactoren in de Leidraad OntwerpenRivierdijken, deel 1 en 2. Het systeem van partiële veiligheidsfactoren is ontwikkeld vanuithet adagium ‘geen ongewenste trendbreuk’. De uitbreiding van het stelsel van partiëleveiligheidsfactoren met een schematiserings-factor is bedoeld om onzekerheden in deschematisering die samenhangen met debodemopbouw en waterspanningen expliciet in rekening te brengen.

‘triaxiaalproef-schuifsterkte’ kleiner waren danop grond van de werkelijke verschillen in proef-uitkomsten zou mogen worden verwacht.

Dit bleek ook toen naar aanleiding van hetafschaffen van de celproef als uitgangspuntvoor advisering, een grote serie vergelijkendeproeven is uitgevoerd. Waar de materiaalfacto-ren in de leidraad suggereren dat die verschillenin de orde van 10 tot 15 procent liggen (afhan-kelijk van het rekniveau bij de triaxiaalproeven),gaf dit onderzoek aan dat de werkelijke ver-schillen eerder in de orde van 20 tot 40 procentliggen bij een axiaal rekniveau in de triaxiaal-proeven van 2 tot 5 procent. De verschillen zijnnog veel groter als piekwaarden van de schuif-sterkte in de triaxiaalproeven wordengehanteerd.

In het TRWG [2] is deze ongerijmdheid in kaartgebracht als ‘grijs gebied’, maar niet nadergeduid. Een nadere duiding werd in het vooruit-zicht gesteld bij een volgende update van deontwerp leidraad. Daarom is naar aanleiding vanhet opstellen van de nieuwe Leidraad Rivierendeze kwestie nader onderzocht.

Verschillende typen onzekerheden en onzeker-heidsafdekkingen in één veiligheidsformatBij het schematiseren voor berekeningen vantaludstabiliteit spelen verschillende typen on-zekerheden een rol. Zo'n berekening gaat altijduit van een bepaalde opbouw van de gelaagd-heid van de ondergrond, de water(over)spannin-gen en de grondeigenschappen (o.a. volume-gewichten en schuifsterkte parameters) binnende grondlagen. Geen van alle zijn 100 procentbekende grootheden. Bij het schematiserenmoeten dus keuzes gemaakt worden. En omdatwe een veilig talud willen, dus met slechts eenkleine kans op afschuiven wanneer de dijk eenhoge waterstand moet keren, zullen al diekeuzes aan de veilige (conservatieve) kantmoeten zijn.

Het analytisch beredeneren van verantwoordekeuzes, zonder te veel ‘veiligheid op veiligheid’te stapelen, kan alleen met behulp van integralekwantitatieve faalkansanalyses. Die zijn echterpas de laatste decennia enigszins in zicht gekomen.Vroeger, en voor een groot deel ook nu nog, ishet veilig (maar niet te veilig) schematiseren eenkwestie van ingenieursgevoel en (overgedragen)ervaring. Niettemin is er een ontwikkeling,waarbij delen van het totale proces van schema-tiseren op basis van ‘engineering judgement’stapje voor stapje worden vervangen door, ofbeter gezegd, aangevuld met, probabilistisch/

statistisch beredeneerde procedures.

In het tijdperk vóór de oude leidraad [4] en [5]werd gewerkt met niet expliciet omschrevenregels om te schematiseren. We zouden die hetbeste kunnen karakteriseren als ‘enigszins veilige‘best guess’ schematiseringen’. Criterium voorvoldoende standzekerheid van het talud wasdat de berekende stabiliteitsfactor bij dezeschematisering groter moest zijn dan 1,3 bijgebruik van celproeven en 1,5 bij gebruik vantriaxiaalproeven (bij een rekniveau van 2 à 5procent). Deze benadering wordt ook welaangeduid als de overall veiligheidsfactorbenadering. De werkwijze wordt overigens,zowel in de nationale zowel als internationaleregelgeving, nog steeds als technischwetenschappelijk acceptabel gezien.

Bij het opstellen van leidraad deel 1 en deel 2([4] en [5]) is de keuze gemaakt om over testappen op het systeem van partiële veilig-heidsfactoren, het zogenaamde Load andResistance Factor Design (LRFD) concept, datlater ook in de geotechnische norm (NEN 6740)en in de Eurocode 7 is geadopteerd. Aan desterktekant is de uitwerking van het LRFD con-cept beperkt gebleven tot partiële veiligheids-factoren voor de schuifsterkte(parameters) vangrond. De schematisering van onzekerheden inde ondergrondopbouw en de water(over)span-ningen kwam hierbij niet expliciet in beeld.Door de partiële veiligheidsfactoren voor deschuifsterkte te ijken aan de ‘vroegere’ overallveiligheidsfactor benadering, werd implicietde afdekking in de onzekerheid voor bodem-opbouw en waterspanningen min of meer ‘mee-genomen’ in de partiële veiligheidsfactorenvoor de schuifsterkte.

Bij de nieuwe Leidraad Rivieren [1] zijn we eenstap verder gegaan in de uitwerking van hetLRFD concept. De partiële veiligheidsfactorenvoor de schuifsterkte dekken nu uitsluitend deonzekerheid van deze grondeigenschap af. Deonzekerheid in schematisering van de onder-grondopbouw en de water(over)spanningenwordt afgedekt door een nieuwe partiële veilig-heidsfactor, namelijk de schematiseringsfactor.Ook hierbij is er uiteraard weer voor gewaaktdat dit gemiddeld niet tot ongewenste trend-breuk zou leiden. Als veilige waarde is nu in deLeidraad Rivieren een schematiseringsfactor van1,3 voorgeschreven. Het voordeel van een apar-te schematiseringsfactor is dat een doordachteen op goede informatie berustende schematise-ring van de ondergrondopbouw en dewater(over)spanningen als het ware beloond

kan worden door aanzienlijke reductie van dezeschematiseringsfactor. Handreikingen voor zo'nreductie bestaan al wel, maar zijn nog tamelijkabstract; in het achtergrondrapport [3] wordthier nader op in gegaan. In de komende tijd zalworden gewerkt aan meer concrete receptenop basis waarvan de schematiseringsfactor kanworden gekozen. Tot die tijd wordt door deHelpdesk Waterkeren de benodigde technisch-specialistische ondersteuning geboden.Opgemerkt wordt dat de nieuwe materiaal-,schade- en schematisatiefactoren bij elkaarhoren en dus niet los van elkaar gebruiktkunnen worden.

Materiaalfactoren als functie van het betrouwbaarheidsniveauBij de afleiding van de materiaalfactoren is er voor gekozen om vanuit de theoretischeonderbouwing materiaalfactoren af te leiden.Materiaalfactoren zijn partiële veiligheidsfacto-ren. Het begrip partiële veiligheidsfactor komtuit de wereld van de semi-probabilistischeontwerpberekeningsmethoden, de zogenaamdeniveau 1 benadering. Materiaalfactoren dienenom onzekerheden in de (schuif)sterkte eigen-schappen van het materiaal af te dekken. In algemene vorm geldt:

(1a)

wanneer uitgegaan wordt van een normaalverdeelde sterkte en

(1b)

wanneer uitgegaan wordt van een lognormaalverdeelde sterkte.

Uit de formules (1a) en (1b) blijkt dat materiaal-factoren afhankelijk zijn van een invloeds-coëfficiënt αR, de variatiecoëfficiënt VR vande sterkte en een vereiste betrouwbaarheids-index βvereist. In het binnenkort te verschijnen‘Achtergrondrapport materiaalfactoren rivier-dijken’ [3] worden onder andere de keuzesbeschreven die bij de afleiding van de materiaal-factoren een rol hebben gespeeld. In dit artikelbeperken we ons tot de betrouwbaarheidsindexβ die afhangt van de vereiste betrouwbaarheidvan het beschouwde dwarsprofiel.

Over de uitgangspunten om de vereistebetrouwbaarheid op dijkvakniveau (β) vast testellen was en is enige (beleidsmatige) discus-sie. Met name gaat het om de keuze voor eendijkvak- of dijkringbenadering (inclusief lengte-effecten). Om de voortgang van het project niet


hierdoor te laten vertragen is ervoor gekozen demateriaalfactoren te koppelen aan een rangevan β-waarden, in plaats van dijkringgebieds-kenmerken. Het staat dan de gebruiker vrij omvoor een specifiek geval de benodigde betrouw-baarheidindex te bepalen, rekening houdendemet mogelijke beleidsmatige gevoeligheden.Op basis van de Leidraad voor het Ontwerpenvan Rivierdijken - deel 2 Benedenrivierengebied(LOR2 [5]) kan een schatting worden gemaaktvan de range van betrouwbaarheden voor destabiliteit van het binnentalud. Volgens dezeleidraad ligt de vereiste betrouwbaarheid opdijkvakniveau in de range van β = 3,8 tot 5,2.De materiaalfactoren voor deze range zijnweergegeven in tabel 1.

De materiaalfactoren in tabel 1 worden toege-past op karakteristieke (5% ondergrens-) schat-tingen van de cohesie (c') en van de tangens vande hoek van inwendige wrijving (tan ϕ'). Bij hetbepalen van deze karakteristieke schattingenuit locaal of regionaal grondonderzoek moet,waar relevant, met de statistische onderlingeafhankelijkheid (correlatie) van deze parametersrekening worden gehouden (waarnemingen vanc’ en tan ϕ’ worden immers bepaald uit één endezelfde set van (triaxiaal)proeven.Voor afwijkende variatiecoëfficiënten kunnen‘maatwerk’ materiaalfactoren worden afgeleidop basis van receptuur in het achtergrond-rapport [3].

Eén set materiaalfactoren en beta-afhankelijke schadefactorenDe bèta-afhankelijke materiaalfactoren zoalsweergegeven in tabel 1, zijn in het Addendumbij het Technisch Rapport WaterkerendeGrondconstructies [6] vervangen door één setmateriaalfactoren behorende bij een betrouw-baarheidsindex β = 4,00 en bèta-afhankelijkecorrectiefactoren, de schadefactoren. Ditbetekent dat de schadefactor geen partiëleveiligheidsfactor is maar een correctiefactordie onlosmakelijk verbonden is met debijbehorende set materiaalfactoren.

De keuze om de bèta-afhankelijke materiaal-factoren te vervangen door een set bèta-onaf-hankelijke materiaalfactoren en bèta-afhankelijkeschadefactoren komt voort uit de behoefte omaan te sluiten bij de vigerende praktijk. Er zijngeen goede redenen om dit spoor te verlaten.Aansluiten bij de vigerende praktijk biedt logicavoor de gebruiker: de materiaalfactoren hangenuitsluitend af van het materiaal en niet van hettype waterkering en het beschermde gebied.Bovendien is het voor de adviespraktijk ergpraktisch: het volstaat om bij de beoordelingvan de stabiliteit één som te maken. De vereistebetrouwbaarheid op dijkvakniveau wordt ver-werkt in een differentiatie van de schadefactor. Bij de afleiding van de schadefactor als functievan het vereiste betrouwbaarheidsniveau opdijkvakniveau is aansluiting gezocht bij LOR2[5]. De schadefactor is bepaald door de schade-

factor volgens de LOR2 te delen door de schade-factor volgens LOR2 bij een betrouwbaarheids-index β = 4,00. Formule (5.3.8) uit het Addendumbij het TRWG [6] is een linearisatie van dit schade-factorverloop. Strikt genomen is deze werkwijze onjuist omdathet verloop van de schadefactor een afgeleidezou moeten zijn van het verloop van de bèta-afhankelijke materiaalfactoren. Mede op basisvan verschillende cases [3] is geconcludeerddat het schadefactorverloop uit de LOR2 goedaansluit bij het werkelijke schadefactorverloopop basis van de bèta-afhankelijke materiaalfac-toren. Bovendien was het aantal onderzochtecases (5 in totaal) te beperkt om onderbouwdeen verbeterd verloop van de correctiefactorvast te stellen.

De oplettende lezer ontdekt nu dat als decorrectiefactoren een afgeleide zijn van debèta-afhankelijke materiaalfactoren dezecorrectiefactoren kunnen wijzigen indien degrootte van de bèta-afhankelijke materiaal-factoren wijzigt. Opmerkelijk is het dan dat decorrectiefactoren voor c’ en ϕ’ en ook voor eengrote en kleine spreiding hetzelfde zijn. Dit ishet gevolg van het feit dat bij de afleiding vande correctiefactoren gebruik is gemaakt vanintegrale cases uit de praktijk, waar bepaaldecombinaties van c’ en ϕ’ en spreidingen in opge-nomen zijn. De theoretische noodzaak van ver-schillende sets van correctiefactoren is dusondervangen door de cases zo te kiezen datdeze een groot deel van het areaal van(rivier)dijken omvatten [3].

Zoals eerder genoemd is in het Addendum bijhet TRWG [6] één set materiaalfactoren gegevenbehorende bij een betrouwbaarheidsindex β =4,00. Gemakshalve wordt dit verder het basisbetrouwbaarheidsniveau genoemd. Ten opzichtevan de materiaalfactoren uit LOR1 en LOR 2 ishet basis betrouwbaarheidsniveau zo gekozendat het aansluit bij de betrouwbaarheidsniveausvan overige normen en richtlijnen. Het basisbetrouwbaarheidsniveau komt overeen metβN = 3,4 (referentieperiode N=50 jaar). Dit is ongeveer gelijk aan veiligheidsklasse 2in NEN6700 en CUR 166, alsmede ReliabilityClass 1 van de Eurocode [8].

Lognormale verdelingenBij de afleiding van de nieuwe set materiaal-factoren is gebruik gemaakt van de lognormalekansverdeling. Bij gebruik van de normaleverdeling en een situatie met grote relatievespreidingen bestaat de kans dat de berekendekarakteristieke waarde negatief wordt, zie


Bèta (1/jaar) 3,75 4,00 4,25 4,50 4,75 5,00 5,25Variatie-coëfficiënt

(puntwaarden)

Kleicohesie (c') 0,45 1,21 1,26 1,31 1,37 1,43 1,49 1,55inw. wrijving (tan ϕ') 0,20 1,18 1,21 1,24 1,27 1,30 1,33 1,37

Veencohesie (c') 0,80 1,39 1,49 1,60 1,72 1,84 1,98 2,12inw. wrijving (tan ϕ') 0,25 1,23 1,27 1,31 1,35 1,39 1,43 1,47

Klei lage variatiecoëfficiëntcohesie (c') 0,275 1,12 1,15 1,18 1,21 1,25 1,28 1,31inw. wrijving (tan ϕ') 0,15 1,13 1,15 1,18 1,20 1,22 1,24 1,26

Zandcohesie (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 ββ

figuur 2. De lognormale verdeling biedt in ditgeval uitkomst. Bovendien sluit de lognormaleverdeling, zeker bij grote relatieve spreidingen(variatiecoëfficiënten), aantoonbaar beter aanbij de werkelijke kansverdeling van schuifsterk-teparameters [3]. Bij kleine relatieve spreidingen zijn deverschillen tussen benaderingen met normale en lognormale verdeling klein.

Indien de partiële veiligheidsfactoren wordengebaseerd op een lognormale verdeling van degrondparameters is het consistent om ook dekarakteristieke schattingen op een lognormalekansverdeling te baseren. Dit zou kunnen bete-kenen dat de momenteel in gebruik zijndeproevenverzamelingen moeten worden omge-vormd naar ‘lognormaal'.Zoals in ‘Statistiek bij regionale proevenverza-melingen, toepassingen’ [7] is beschreven zijnde berekende karakteristieke waarden bijgebruik van een lognormale kansverdeling ten-minste gelijk of groter dan de karakteristiekewaarden behorende bij een normale verdeling.Zolang een ‘normale’ proevenverzameling, bijde toetsingen volgens het VTV, leidt tot goed-keuren is er niets aan de hand. Pas wanneer ditleidt tot de score ‘onvoldoende’ bij een gede-tailleerde toetsing, is het zaak om nieuwekarakteristieke waarden te berekenen aan dehand van een lognormale verdeling. In zo’n situ-atie is er uiteraard ook voldoende urgentie.

Voorbeeld: een dijk in het benedenrivierengebiedMet het afleiden van een nieuwe set partiëleveiligheidsfactoren (materiaal-, schade-, enschematiseringsfactor) rijst de vraag wat heteffect zou kunnen zijn op de dagelijkse ont-werpen adviespraktijk. Aan de hand van eenvoorbeeld zal mogelijke trendbreuk effectenworden verkend. In het achtergrondrapportMateriaalfactoren rivierdijken [3] worden meercases behandeld.

Het voorbeeld betreft een dijk in het beneden-rivierengebied, zie figuur 3. De karakteristiekewaarden voor de schuifsterkteparameters zijnontleend aan een bestaande proevenverzame-ling voor dit gebied. De stabiliteitsberekenin-gen zijn uitgevoerd met de Bishop-methode inMStab en effectieve spanningsanalyse (c'- ϕ’model). De berekening met rekenwaarden, con-form de LOR2, levert een stabiliteitsfactor van1,21. De resultaten van de overige berekenin-gen zijn samengevat in figuur 4.Met een schadefactor 1,07 wordt het betrouw-baarheidsniveau gecorrigeerd naar β = 4,00, de

Nieuwe veiligheidsfactoren voor dijken in de Leidraad Rivieren


Figuur 2ττ

σσ’

Figuur 4 Berekeningsresultaten case Benedenrivierengebied.

Berekening LOR2 metschadefactor 1.07 (β = 4,00)

Schadefactorverloop LOR2

Basissommateriaal-factoren Addendum TRWG

SchadefactorverloopAddendum TRWG

Berekeningen met onafgeronde materiaalfactoren

Figuur 3 Maatgevende glijcirkel van een dijk in het benedenrivierengebied.

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 destabiliteitsfactor weer als de schadefactorenworden gehanteerd conform LOR2.Indien de materiaalfactoren uit het Addendumbij het TRWG worden gebruikt, wordt in ditspecifieke geval een 7% hogere stabiliteits-factor gevonden. Dit beeld komt bij de overigecases overigens ook terug.De afwijking tussen het gelineariseerde schade-factor verloop (groene lijn) en het ‘werkelijke’schadefactorverloop (rode lijn, gebaseerd opde onafgeronde materiaalfactoren in tabel 1)is klein. De rode lijn loopt evenwijdig met hetschadefactorverloop van LOR2 (blauwe lijn),dit betekent dat het schadefactorverloop inhet Addendum [6] niet afwijkt van het oudeschadefactorverloop uit de LOR2 [5].

De berekeningen zijn alle uitgevoerd met karak-teristieke waarden uit de proevenverzameling.Deze zijn gebaseerd op de aanname van norma-liteit. Zouden we voor de berekeningen met denieuwe materiaal- en schadefactoren de karak-teristieke waarden hebben herberekend opbasis van de aanname van lognormaliteit, danzouden de rode en groene lijn iets naar bovenverschuiven. Dus in werkelijkheid zijn de nieuweuitkomsten nog iets gunstiger. Het combinerenvan de nieuwe materiaal- en schadefactoren met‘oude’ karakteristieke waarden is een veilige

benadering, die zonodig nog ietsgeoptimaliseerd kan worden.

Het grijze gebiedIn het TRWG [2] is een ‘grijs gebied’ genoemd,enerzijds begrensd door de vroegere werkwijzemet celproefresultaten en anderzijds door dewerkwijze met triaxiaalproefresultaten bijbezwijken. Dit verschil tussen celproeven entriaxiaalproeven is maximaal indien de bezwijk-schuifsterkte parameters van de triaxiaalproefworden gebruikt. Indien de schuifsterktepara-meters zijn bepaald bij een kleinere vervorming,zal dit verschil kleiner zijn. Wat is nu het effectvan de nieuwe materiaalfactoren die zijngepresenteerd in het Addendum? Zal voldaanworden aan het uitgangspunt dat de set partiëleveiligheidsfactoren in het Addendum binneneen verondersteld ‘grijs gebied’ passen?In figuur 5 is een schatting gemaakt van hetgrijze gebied op basis van de hierbovenbeschreven case in het benedenrivierengebied.De grootte van het grijze gebied is bepaald metals uitgangspunt dat een stabiliteitsberekeningop basis van een celproef een 30% lager resul-taat geeft dan dezelfde berekening op basis vande triaxiaalproef. Overigens is dit percentageeen arbitraire keuze op basis van het onderzoeknaar ‘fitfactoren'.Figuur 4 en 5 laten zien dat een berekening metde materiaalfactoren volgens het Addendumeen grotere stabiliteitsfactor oplevert dan een

berekening met de materiaalfactoren uit LOR2.Binnen het stelsel van partiële factoren is deveiligheidsbeschouwing echter nog niet com-pleet, de schematiseringsfactor ontbreekt. Met de schematiseringsfactor verschuift de lijnbinnen het grijze gebied. Met een schematise-ringsfactor van 1,1 komt de uitkomst van dezecase zelfs dicht bij de veiligheidsbeschouwingvolgens de ‘oude’ Leidraad LOR2 [5].

De schematiseringsfactor wordt vooralsnog op1,3 gesteld. Onder voorwaarden is het mogelijkom de schematiseringsfactor te reduceren naar1,1. Deze reductie is onder meer afhankelijk van de intensiteit van het grondonderzoek, decomplexiteit van de ondergrond en de ‘gevoe-ligheid’ van de som.

Mogelijkheden tot aanscherpingDe set materiaal-, schade en schematiserings-factoren zijn afgeleid om toepasbaar te zijn voorhet areaal aan rivierdijken in Nederland. Ditimpliceert dat voor specifieke (ontwerp)geval-len een mogelijkheid bestaat tot aanscherpingvan deze set.

Ten eerste is het logisch om bij het ontwerp terekenen met de lognormale verdeling. Indien despreidingen van de beschikbare proevenverza-meling significant lager zijn dan de variatiecoëf-ficiënten genoemd in tabel 1, is het zinvol omaangescherpte materiaalfactoren af te leiden.


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


Nieuwe veiligheidsfactoren voor dijken in de Leidraad Rivieren

Door aanvullend onderzoek of gevoeligheidsbe-rekeningen kan men meer vertrouwen verkrij-gen in de gehanteerde schematisering van hetbodemprofiel en waterspanningen. Indien deindruk bestaat dat de gehanteerde schematise-ring voldoende veilig is voor de variatie in debodemopbouw en waterspanningen, kan, ondervoorwaarden, een gereduceerde schematise-ringsfactor worden gebruikt. Hierbij dient teworden aangetoond dat de kans afwijkingen tenopzichte van de gehanteerde schematisatie vol-doende klein is. Opgemerkt wordt dat een stap-penplan tot aanscherping van de schematise-ringsfactor nog zal worden ontwikkeld. Tot dietijd wordt door de Helpdesk Waterkeren debenodigde technisch-specialistische onder-steuning geboden.

ConclusiesMet het uitbrengen van het Addendum bij hetTRWG zijn nieuwe partiële veiligheidsfactorenbeschikbaar gekomen voor het ontwerpen vanrivierdijken. Deze veiligheidsfactoren, bestaandeuit materiaalfactoren, een schematiseringsfac-tor en schadefactoren, vervangen de materiaal-en schadefactoren in de Leidraad OntwerpenRivierdijken, deel 1 en 2. Het systeem van parti-ële veiligheidsfactoren is ontwikkeld vanuit hetadagium ‘geen ongewenste trendbreuk’.

Bij het gebruik van de partiële veiligheidsfacto-ren in het Addendum zijn de volgende puntenvan belang:

� De set materiaalfactoren is afgeleid voorgrondeigenschappen uit triaxiaalproefresul-taten bij 2 à 5% vervorming. Deze materiaal-factoren dekken, met een veilige marge, deonzekerheden die horen bij de variatie insterkte eigenschappen van het materiaal.

� De materiaalfactoren zijn afgeleid bij eenbetrouwbaarheidsniveau van β = 4,00.Andere betrouwbaarheidsniveaus wordenbereikt door differentiatie in de eis van destabiliteitsfactor. Dit komt tot uiting in deschadefactor.

� De set materiaalfactoren is gemiddeld consis-tent met de nieuwe Eurocode. Net zoals dezeset maakt de Eurocode onderscheid naar hetbetrouwbaarheidsniveau β, maar er is (nog)geen differentiatie naar grondsoort.

� Ten opzichte van de oude Leidraad Ont-werpen Rivierdijken (LOR1 en LOR2) is dedifferentiatie tussen de materiaalfactorenvoor klei en veen groter. Dit volgt uit de

grotere variatie in sterkte eigenschappen vanveen. Gemiddeld zijn de ‘nieuwe’ materiaal-factoren circa 5% lager dan de materiaal-factoren uit LOR1 en LOR2.

� De set materiaalfactoren maakt geen onder-scheid tussen spanningsonafhankelijke enspanningsafhankelijke benadering, zoals die in LOR2 wel werd benoemd. De materiaal-factoren gelden bij het gebruik van hetbezwijkcriterium volgens het Mohr-Coulombmodel (c’ - ϕ’ model).

� Het stelsel van partiële veiligheidsfactoren isuitgebreid met een schematiseringsfactor omonzekerheden in de schematisering diesamenhangen met de bodemopbouw enwaterspanningen expliciet in rekening tebrengen. De schematiseringsfactor wordtvooralsnog op 1,3 gesteld. Onder voorwaar-den is het mogelijk om de schematiserings-factor te reduceren. Hierbij kan door deHelpdesk Waterkeren de benodigde tech-nisch-specialistische ondersteuning wordengeboden.

� De nieuwe materiaalfactoren mogen gecom-bineerd worden met karakteristieke waardenuit proevenverzameling die nog gebaseerdzijn op de aanname van normaliteit. Zonodigis enige optimalisatie mogelijk door dezekarakteristieke waarden te herberekenen opbasis van lognormaliteit. �

* ENW is het Expertise Netwerk Waterveiligheid,dat in juni 2006 is opgericht, als opvolger vande TAW.** TAW was de Technische AdviescommissieWaterkeren, 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 ENW-Technische Rapporten: Technisch RapportOntwerpbelastingen, Technisch RapportRuimtelijke Kwaliteit en Technisch RapportWaterkerende 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 WaterkerendeGrondconstructies, Geotechnische aspecten van dijken, dammen en boezemkaden,Technische Adviescommissie voor deWaterkeringen, juni 2001.

[3] Achtergrondrapport MateriaalfactorenRivierdijken, Achtergronden bij materiaal-factoren uit het Addendum bij het TechnischRapport Waterkerende Grondconstructies,Rijkswaterstaat, nog uit te brengen.

[4] Leidraad voor het ontwerpen van rivierdijken, deel 1 - Bovenrivierengebied,Technische Adviescommissie voor deWaterkeringen, ‘s Gravenhage, september 1985.

[5] Leidraad voor het ontwerpen van rivier-dijken, deel 2 - Benedenrivierengebied,Technische Adviescommissie voor deWaterkeringen, ‘s Gravenhage, september 1989.

[6] Addendum bij het Technisch RapportWaterkerende Grondconstructies, Ministerie van Verkeer en Waterstaat enExpertisecentrum Netwerk Waterkeren, juli 2007.

[7] Statistiek bij Regionale Proeven-verzamelingen, 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.

In combinatie met Vestas heeft Ballast Nedamhet eerste offshore windmolenpark van Neder-land gebouwd. Elke turbine is gefundeerd opeen open stalen buispaal met een diametervan 4,6 m welke ongeveer 30 m in de grond isgeheid. De maatgevende belastingen zijn voor-namelijk horizontale belastingen, veroorzaaktdoor wind, golven en stroming. Deze belastingenzijn zeer variabel, daarom maakte een vermoei-ingsanalyse, inclusief heivermoeiing, een belang-rijk onderdeel uit van het ontwerp. Ballast NedamInfra Consult + Engineering, het ingenieurs-

bureau van Ballast Nedam, heeft het ontwerpvoor de paalfunderingen uitgevoerd. Onderdeel van dit ontwerp is een analyse van deheivermoeiing gebaseerd op de ‘stress wave’theorie. In dit artikel wordt beschreven hoe dezeheivermoeiing in het ontwerp is bepaald. Tijdens installatie zijn de optredende spanningenin de paal gemeten, op basis hiervan is doormiddel van een back-analysis de werkelijkeheivermoeiing bepaald. Deze wordt ook in ditartikel beschreven.

Offshore funderingenHet offshore windmolenpark bestaat uit 36turbines, 10 tot 18 km uit de kust bij Egmondaan Zee. Eerst is een filterlaag aangebrachtom te voorkomen dat het zand op de bodemerodeert rond de palen als gevolg van stroming.Daarna zijn de palen geheid. Op deze palen zijnde overgangsstukken gemonteerd met behulpvan een groutverbinding. Op deze overgangs-stukken zijn de turbines geplaatst. De turbinesen masten zijn op land geassembleerd en klaar-gemaakt voor transport en installatie offshore.


Samenvatting

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

Heivermoeiing van paalfunderingen bij offshore windpark Egmond aan Zee

Voor de kust van Egmond is een windmolenparkgebouwd van 36 turbines. De fundering vanieder van deze turbines bestaat uit een stalenpaal 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 sterkvariabel en daarom speelt een vermoeiings-analyse een belangrijke rol in het ontwerp.Vermoeiing ten gevolge van het heiproces blijktdaarbij een niet onaanzienlijke rol te spelen.Deze vermoeiing is berekend aan de hand vaneen dynamische analyse gebaseerd op dedrukgolfvoortplanting in de paal. De schade ten gevolge van het heien blijkt 13% van detotale vermoeiingsschade te bedragen.

Figuur 1 Windturbine.

Vervolgens zijn de kabels gelegd en is eentweede erosiebestendige laag rond de palenaangebracht. Een voorbeeld van de offshorewind turbine is te zien in figuur 1.Er is op locatie onderzoek gedaan naar wind-,golf- en stromingsomstandigheden en de water-diepte ter plaatse van de windmolens is gemeten.Tevens is een uitgebreid grondonderzoek uitge-voerd bestaande uit een geofysisch onderzoek,boringen en een sondering op de plaats vaniedere windmolen. Daarnaast is laboratorium-onderzoek uitgevoerd.

De waterdiepte ter plaatse van de windmolensvarieert van 16 tot 22 m. De diameter van depalen is 4,6 m en de wanddikte varieert van45 tot 60 mm. De gehele funderingspaal heefteen gewicht van maximaal 270 ton. De palenworden ongeveer 30 m de grond in geheid meteen hydraulische IHC S1200 hamer. De grondbestaat voornamelijk uit matig vast tot vast-gepakt zand. Plaatselijk bestaat de toplaaguit losgepakt zand met silt- en kleilagen.

VermoeiingsanalyseDe fundering van de windmolens moet de wind-,golf- en stromingsbelasting kunnen opnementijdens de geplande levensduur van 20 jaar.Van de gehele constructie is een model gemaaktmet behulp van twee computerprogramma’s;Flex5 en een paal-grond interactie model.

Flex5 is een tijddomein windmolen model waarinde turbinebewegingen en de volledige niet-lineaire belastingen en reacties worden gesimu-leerd. In het paal-grond interactie model wordtde horizontale ondersteuning van de grond aande paal gemodelleerd als een serie niet-lineaire,laterale veren. De laterale grondveren zijnbepaald met behulp van de API [2]. Hierbij isde degradatie van de grond onder cyclischebelasting meegenomen. Het Flex5 model wordt doorgerekend met denominale, representatieve wind-, golf- en overigebelasting. Hieruit volgen de reacties op verschil-lende hoogtes langs de paal. Deze reactiesworden als input gebruikt voor het paal-grondinteractiemodel. Met ontwerpregels wordenverschillende combinaties en veiligheidsfactorengebruikt om de uiterste grenstoestand, vermoei-ingsgrenstoestand en bruikbaarheidsgrenstoe-stand te toetsen. Uit het paal-grond interactie-model wordt de eerste eigenfrequentie bepaald.Noodzakelijke wijzigingen aan de funderingspaalom aan de capaciteitscriteria te voldoen wordengeïdentificeerd, de gewijzigde paal en eigen-frequentie worden dan opnieuw ingevoerd inhet Flex5 model. Dit proces convergeert na

een aantal iteraties. De windmolens zijn ingedeeld in vier groepenvan verschillende fundering als gevolg van plaat-selijke bodemopbouw en waterdiepte. De viergroepen representeren funderingen met dezelfdeeigenfrequentie en daarom dezelfde dynamischereactie. Op deze manier wordt het aantal beno-digde simulaties in het tijddomein beperkt. De plaatselijke omstandigheden (wind, golven,stroming) zijn afgeleid van de metingen van demeetmast, welke voor dit doel in het gebiedis gebouwd. Ook zijn meetgegevens gebruiktvan de afgelopen 20 jaar van nabijgelegenweerstations.

Gebaseerd op de tijddomein simulaties zijn de

vermoeiingsbelastingen en frequenties bepaald.Vervolgens is met behulp van een ANSYS modelde vermoeiingsspanning op iedere positie in deconstructie bepaald.

Door het gebruik van S-N curves zoals voorge-schreven door DNV [1] wordt de vermoeiings-schade bepaald voor iedere sectie van defunderingspalen en overgangsstukken. In deS-N curve wordt de grootte van een cyclischebelasting uitgezet t.o.v. het aantal cycli totfalen. De S-N curve heeft als basisvergelijking(zie figuur 2):

Log N = log a – m log ∆σ


Figuur 4 Representieve sondering.

Figuur 2 S-N curve.

Figuur 3 Representieve paal.

Waarin:N= het aantal voorspelde spanningswisselingentot 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 vaneen aantal (constructieve) aspecten, zoals:- Detaillering van lassen (classificatie van lassen);- Wanddikte en excentriciteiten van aan-sluitingen (spanningsconcentraties);- Omgevingsfactoren (onder water/bovenwater).

De vermoeiingsschade die als gevolg van hetheien optreedt kan worden afgeleid door hetdaadwerkelijk aantal klappen te delen door hettoelaatbaar aantal klappen volgens de vermoei-ingscurve. Voor de funderingspalen is de invloedvan het heiproces meegenomen voor het bepa-len van de totale vermoeiingsschade.

HeianalyseDe heivermoeiing is bepaald door middel vaneen heianalyse. De heianalyse bevat onder meereen dynamische analyse gebaseerd op propa-gatie van spanningsgolven in de paal. Despanningen tijdens het heien en het benodigdeaantal klappen zijn bepaald met behulp van hetprogramma GRL WEAP (Wave Equation Analysisof Piles). Het programma simuleert het gedragvan een paal tijdens het heien. Het programmagebruikt de ‘stress wave’ theorie om debewegingen en krachten van de hamer, hetheisysteem, de paal en de grond te bepalen

tijdens het heien. Hoewel de 36 palen verschillende lengtes enwanddiktes hebben, wordt in dit artikel eenrepresentatieve paal beschreven. De paal isopgedeeld in 9 secties met een wanddiktevariërend van 45 tot 60 mm. De bovenkantvan de paal bevindt zich op MSL -5,5 m en deonderkant van de paal op MSL -48 m. De totalepaallengte is 42,5 m. Een overzicht van debelangrijkste paalgegevens (voor de heibaar-heid) wordt gegeven in figuur 3.

De IHC S1200 hamer is gemodelleerd volgensde aanbevelingen van de fabrikant. De aan tehouden efficiëntie van de hamer wordt doorde fabrikant op 95% geadviseerd. In onzeberekeningen zijn we van een conservatieve efficiëntie van 90% boven water en 80% onder water uitgegaan. Op de locatie van de windmolen die in dit artikelwordt beschreven bevond zich het meest vast-gepakte zand. Deze locatie werd daaromverwacht maatgevend te zijn voor de heibaar-heid. De sondering op deze locatie wordtgepresenteerd in figuur 4. De weerstand van de grond tijdens het heienbestaat uit schachtwrijving en puntweerstand.De weerstand tijdens het heien werd bepaaldvolgens twee methoden: Stevens [3] en Alm &Hamre [4]. Bij de berekeningen is uitgegaan vaneen niet-pluggende paal. De schachtwrijving inde paal is volledig meegenomen.

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

gebaseerd op de API methode voor het bepalenvan statisch paaldraagvermogen. De gelimiteerdewaarden tijdens het heien zijn toegepast zowelvoor de schachtwrijving als voor de puntweer-stand. In deze methode wordt de puntweerstandberekend gebaseerd op de effectieve spanning(Nq *σ ’v* Apile). Er wordt echter verwacht dateen puntweerstand gebaseerd op de conusweer-stand realistischer is. Daarom zijn in de bepalingvan de heiweerstand volgens de methode vanStevens een aantal conservatieve aanpassingentoegepast:– Een gelimiteerde waarde voor de schachtwrij-ving van (2 x 115 kPa) is toegepast volgens API[2], in plaats van (2 x 96 kPa).– Een puntweerstandswaarde (Nq) van maximaal50 is toegepast volgens API [2], in plaats van 40.– Een gelimiteerde puntweerstand van 12.000kPa is toegepast volgens API [2], in plaats van9600 kPa.

Bepaling heiweerstand volgens Alm&Hamre [4]In de methode beschreven door Alm & Hamre [4]wordt de heiweerstand direct gecorreleerd aande sondeerwaarde. Deze methode is toepasbaarvoor grote open stalen buispalen die wordengeheid in de Noordzee. Gronddegradatie, resul-terend in een verminderde schachtwrijvingwordt in deze methode meegenomen. Dezedegradatie lijkt erg hard te gaan in deze methode,vooral in de bovenste (zand)lagen. In dezemethode worden geen limietwaarden toegepastvoor de schachtwrijving of puntweerstand.

Het blijkt dat in dit geval de methode volgensAlm & Hamre [4] resulteert in een ongeveer15% lagere totale heiweerstand en een andereverdeling langs de paal. Daarom is een heianalyseuitgevoerd voor beide methoden. De resultatenvan de bepaling van de heiweerstand wordtgepresenteerd in figuur 5. Met de maximale hei-energie van de IHC S1200hamer met een slaggewicht van 1200 kN is demaximale drukspanning berekend op 169 N/mm2

en de maximale trekspanning op 139 N/mm2.De paal beschouwd in dit artikel kan volgensde analyse op diepte worden geheid met 1875klappen. Gebaseerd op het aantal klappen (aantal wisse-lingen) en de spanningsrimpel (de som van dedrukspanning en de trekspanning), kan de ver-moeiingsschade ten gevolge van de heien vooriedere sectie van de paal worden berekend.De maximale gevonden vermoeiingsschadewas D = 0,13 voor de maatgevende paalsectie.Dit betekent dat 13% van de toelaatbarevermoeiingsschade optreedt ten gevolgevan het heien van de paal.


Figuur 5 SRD.

Pile driving analysisTijdens installatie van de funderingspalen iseen testprogramma uitgevoerd, bestaande uitdynamische paaltesten op twee van de palen.Alle palen zijn gekalenderd tijdens het heien.De dynamische testen zijn gebruikt om dedrukspanningen en trekspanningen tijdens het heien te meten.

Pile Driving Analysis (PDA) is een hoge-rekdynamische testmethode voor palen. Dit iseen relatief simpele en concurrerende manier omde palen tijdens het heiproces te controleren.Tijdens een PDA meting wordt waardevolle datageregistreerd, gemonitord en geanalyseerd:– Krachts- en snelheidsreactie van de paal tengevolge van de heikracht;– Slagcijfer, slagfrequentie en zakking per slag;– Hamer efficiëntie en overgebrachte energie;– Drukspanning en trekspanning tijdens hetheien;– Grondweerstand tijdens het heien (schacht enpuntweerstand).

De PDA testen zijn uitgevoerd tijdens het heienvan twee palen. Bij deze palen werd het zwaarsteheiwerk verwacht, enerzijds door de diepte vande paal en anderzijds door zeer vastgepakt zand.Het filterbed was al aangelegd op de zeebodemvoordat de palen geheid zijn. Het PDA FPDS-7systeem van Profound b.v. is gebruikt voor demetingen. Tabel 1 laat de paalgegevens zien en de dieptewaarover is geheid. Het slagcijfer en de energie per slag werdengemeten voor alle palen.

Gemeten overgebrachte energieDe IHC hamer monitort de energie van de hamertijdens het heien. Het grootste deel van deenergie van de hamer word overgebracht naarde paal. Als gevolg van energieverlies is de over-gebrachte energie iets minder dan de hamer-energie. Met de PDA metingen wordt de energiedie is overgebracht in de paal gemeten tijdenshet heien. De efficiëntie van de hamer wordt gedefinieerdals de ratio van de gemeten overgebrachte

energie en de hamerenergie. Voor windmolenTP1 was de efficiëntie van de hamer ongeveer80% tijdens de eerste meters van het heien.De efficiëntie tijdens de laatste meters wasongeveer 70%. De lagere efficiëntie kan veroor-zaak zijn doordat de hamer zich daar gedeeltelijkonder water bevindt. De efficiëntie van dehamer bij windmolen TP2 was 85%, over delaatste 5 m nam deze af tot 75%. In figuur 6 is deovergebrachte energie in de paal van windmolenTP2 gepresenteerd samen met de energie zoalsgeregistreerd door IHC.

Tijdens het heien van de eerste meters (tot MSL-35 a -36 m) was de energie van de hamer erglaag, vanwege de lage grondweerstand. De regi-stratie van de S1200 hamer is niet erg accuraatbij dit lage energieniveau. De overgebrachteenergie en de hamer energie kunnen daaromop dit niveau niet vergeleken worden om deefficiëntie te bepalen. De volledige capaciteitvan de S1200 hamer is niet gebruikt. De gebruik-te energie is slechts 500 tot 800 kNm van debeschikbare 1200 kNm.

Gemeten spanningenUit de PDA metingen kan de maximale druk-spanning en trekspanning worden afgeleid.De gemeten waarden zijn de spanningen op hetniveau van de spanningsmeters (rekstrookjes),deze bevonden zich 10,3 m van de kop van depaal. De resultaten worden gepresenteerd infiguur 7, 8 en 9. Voor beide palen geldt dat tijdens het heien vande eerste meters, waar de grondweerstand en deenergie van de hamer nog laag is, de maximaledrukspanning ligt tussen de 60 en 80 MPa en demaximale trekspanning tussen de 50 en 60 MPa.Vanaf ongeveer MSL -35 m neemt de drukspan-ning toe tot 95 a 110 MPa en de trekspanning aftot 20 a 40 MPa. In de vermoeiingsanalyse waren een maximaledrukspanning van ongeveer 170 MPa en eenmaximale trekspanning van ongeveer 140 MPameegenomen. De gemeten spanningen voorzowel paal TP1 als TP2 zijn lager dan de bereken-de spanning. Dit wordt waarschijnlijk veroor-zaakt door de lagere overgebrachte energie.

Resultaat kalenderingTijdens het heien is er voor alle palen gekalen-derd. In tabel 2 wordt per paal het totaal aantalklappen weergegeven, alsmede de energie vande hamer. Het totaal aantal klappen bij gebruik van deS1200 hamer met een energieniveau van 1200kNm was van te voren berekend op 1875 voorde zwaarste heiomstandigheden. Bij de meeste palen wordt dit aantal klappenoverschreden vanwege de lagere gebruikteenergie. De spanningen tijdens het heien warenechter lager dan verwacht, waarschijnlijk doorde lagere energie en minder grondweerstand.Het overschrijden van het aantal klappen heeft



WTG Zeebodem Paallengte Diepte t.g.v. Einddiepte Meetdiepteeigen gewicht

m MSL m 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

Tabel 1 PDA testen.

WTG # Blows Total Energy Average Energy/blow

kJ kJ

1 2.156 1287.694 5972 2.512 989.996 3943 2.380 1.449.854 6094 1.975 1.249.383 6335 2.559 1.547.677 6056 1.782 1.025.597 5767 2.125 1.294.076 6098 2.115 1.112.830 5269 2.711 1.547.551 571

10 3.409 1.111.005 326

11 2.630 1.079.395 41012 2.144 1.371.251 64013 2.070 1.029.832 49814 2.847 1.019.880 35815 2.234 989.723 44316 1.947 883.706 45417 1.826 862.548 47218 3.571 1.472.157 41219 2.431 1.224.396 50420 2.670 1.083.862 406

21 2.654 1.054.811 39722 2.040 1.202.957 59023 1.724 938.809 54524 1.482 775.004 52325 1.922 955.743 49726 1.968 1.344.585 68327 2.941 1.682.205 57228 2.566 892.980 34829 2.702 1.263.637 46830 2.148 1.116.904 520

31 1.674 791.383 47332 1.747 904.282 51833 2.488 1.347.654 54234 2.608 1.130.624 43435 2.986 1.338.221 44836 2.333 1.148.657 492

Tabel 2 Aantal klappen per paal.

niet geleid tot een hogere vermoeiingsschadedan van te voren berekend.

Back-analysisDe resultaten van de PDA metingen zijn gebruiktom een back-analysis te doen met GRL WEAP.Deze analyse is uitgevoerd om net zoals van tevoren de spanningen op iedere sectie te kunnenbepalen in de tijd. Met deze gegevens kan dande vermoeiingsschade ten gevolge van het heienworden bepaald op ieder niveau in de paal.Omdat het heien in werkelijkheid makkelijkerging dan van te voren voorspeld, is in de hei-analyse die van te voren was gemaakt degrondweerstand waarschijnlijk overschat. In de back-analysis van de palen waarop eenPDA meting was uitgevoerd is de heianalysegefit aan het aantal klappen (per 0,25 m entotaal), de gemeten spanningen, en de gebruikte hamerenergie.

Voor de back-analysis is derhalve de energievan de hamer omlaag gebracht, evenals de weer-stand van de grond. Met deze aanpassingenwerd een hoger aantal klappen, maar lagerespanningen gevonden. Het was mogelijk om deanalyse redelijk te fitten aan de meetresultaten.Tussen MSL -35,5 en MSL -36 m werden wathogere trekspanningen gemeten in de praktijk,in de back-analysis is het niet gelukt deze tesimuleren. Gebaseerd op de back-analysis is eenheivermoeiing van D = 0,08 gevonden. Dit islager dan de heivermoeiing die van te vorenwas berekend.

ConclusiesGebaseerd op de heianalyse, de PDA metingenen de back-analysis kan het volgende geconclu-deerd worden:

� Om de vermoeiing tijdens het heien tebepalen is zowel het aantal klappen alshet spanningsniveau van belang.

� De efficiëntie van de hamer over de laatstemeter is lager dan over de eerste meters.Dit kan veroorzaakt zijn doordat de hamergedeeltelijk onder water zakt.

� Voor de eerste meters met lage grondweer-stand en lage hei-energie is de gemeten druk-spanning is 60 tot 80 MPa en de gemetentrekspanning 50-60 MPa. In de dragendelagen stijgt de drukspanning tot 95-110 MPaen neemt de trekspanning af tot 20-40 MPa.De gemeten spanningen zijn lager dan despanningen van te voren gebruikt voor hetbepalen van de heivermoeiing. Dit komt


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.

vermoedelijk omdat een lagere hei-energieis toegepast.

� Bij de meeste palen wordt het totaal aantalklappen van 1875, zoals van te vorenberekend, overschreden. Dit komt door delagere toegepaste hei-energie.

� Met behulp van de PDA metingen is eenback-analysis gedaan van het heiproces.De daarmee gevonden heivermoeiing (D =0,08) is lager dan de heivermoeiing die vante voren was bepaald met behulp van eenheianalyse (D = 0,13).

� Er kan worden geconcludeerd dat de aan-namen gemaakt voor de heianalyseconservatief waren met betrekking totde heivermoeiing.

� Heivermoeiing kan niet worden verwaarloosdbij het bepalen van de totale vermoeiings-schade aan palen. �

Literatuur

[1] Offshore Standard DNV-OS-J101, Design of offshore wind turbine structures, Det Norske Veritas (DNV), June 2004.

[2] API (2000), Recommended Practice forPlanning, Designing and Constructing FixedOffshore 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 piledriveability 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 8a Maximum compression for last meters TP1.

Figuur 8b Maximum tension for last meters TP1.

Figuur 9a Maximum compression TP2. Figuur 9b Maximum compression TP2.

Velen van u zullen het in de praktijk al hebbengemerkt: sinds enige tijd zijn allerlei vertrouwdegeologische namen zoals de Formatie vanKedichem en de Westland Formatie verdwenen.Ook verschijnen er geen nieuwe geologischekaarten in de serie 1:50.000 meer. Dat heeftallemaal te maken met het opgaan van de RijksGeologische Dienst in TNO-NITG (later TNOBouw en Ondergrond, nu deels gedetacheerd bijDeltares) in 1997. De nadruk in het geologischonderzoek kwam vanaf dat moment veel sterkerte liggen op toepassing van de geologischekennis. De oude -en vertrouwde- indeling van deafzettingen uit het Kwartair en Neogeen (metname het Tertiair) zoals in 1975 gepubliceerddoor Doppert et al. was gebaseerd op verschil-lende criteria. Niet alleen de eigenschappen vanhet sediment (de lithologie) waren bepalend.Ook biologische kenmerken (o.a. polleninhoud)en, veelal veronderstelde, ouderdom speeldeneen belangrijke rol in de classificatie. Dit wasniet alleen theoretisch onjuist, maar het maakte

ook dat de indeling niet optimaal was voortoepassing binnen b.v. de geohydrologie ofde geotechniek, waar het immers gaat om defysische en/of chemische eigenschappen vanhet sediment. Om die reden is een nieuwelithostratigrafische indeling gemaakt. Wegeven hier een samenvatting van die indeling.

Een nieuwe lithostratigrafieLithostratigrafie beschrijft de lithologischeeigenschappen van sedimenten en gesteenten,gekoppeld aan hun stratigrafische positie (waarzit ik in de stratigrafische kolom?). Een litho-stratigrafische classificatie geeft inzicht in deeigenschappen van sedimentpakketten en hunverspreiding in de ondergrond. Ook kunnen metbehulp van de lithostratigrafie lokaal gemetengesteente-eigenschappen ruimtelijk wordengecorreleerd. Hierdoor kan het gedrag van deondergrond tussen de plaatsen van de waar-nemingen, meestal boringen of sonderingen,worden voorspeld. Een goede lithostratigrafie

maakt het mogelijk om op regionale schaalbetrouwbare ondergrondmodellen te maken.Een solide en eenduidige lithostratigrafie kande grondslag vormen van geowetenschappelijkegegevens en informatie in geautomatiseerdedatabanken. Het bij TNO Bouw en Ondergrondbeheerde DINO is zo'n digitaal gegevens-bestand. Het bestand bevat momenteel ondereandere circa 380.000 boorbeschrijvingen. De bestaande lithostratigrafische indeling vanDoppert et al. (1975) voldeed niet aan de eis omeenduidig op lithologie en laageigenschappengedefinieerde gesteentepakketten in DINO tekunnen onderbrengen. Bovendien zijn er deafgelopen decennia veel nieuwe, veelal continugestoken boringen verricht. Hierdoor is hetinzicht in de geologische ontwikkeling vanNederland sterk verbeterd. Om deze redenenriep de directie van TNO-NITG in 1997 eenWerkgroep Lithostratigrafie in het leven. In het boek ‘De ondergrond van Nederland’(De Mulder et al., 2003) is de indeling die dewerkgroep ontwikkelde uitgebreid beschreven.

Het grootste verschil met eerdere indelingen isdat de direct ('macroscopisch') waarneembarelithologische kenmerken nu het onderscheidtussen lithostratigrafische eenheden bepalen.De stratigrafische positie van de sediment-pakketten heeft eveneens een onderscheidenderol gekregen. Deze positie bepaalt de onderlingeruimtelijke relatie tussen de eenheden en hunbegrenzing. Aan elke lithostratigrafische een-heid is de eis gesteld dat de eenheid karteerbaaris. Dit betekent dat de eenheid op regionaleschaal een zekere aaneengesloten verbreidingheeft, die ook afgrensbaar is. De ouderdom,


Samenvatting

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

De nieuwe lithostratigrafischeindeling van afzettingen in deondergrond van Nederland

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

Een lithostratigrafische classificatie geeft inzicht in de eigenschappen van sediment-pakketten en hun verspreiding in de ondergrond.De tot voor kort gebruikte lithostratigrafischeindeling uit 1975 voldeed niet aan de eis omeenduidig op lithologie en laageigenschappengedefinieerde gesteentepakketten in een digitaal gegevensbestand als DINO te kunnenonderbrengen. Er is daarom een nieuwe indelingontwikkeld. Het belangrijkste verschil met deoude indeling is dat de direct (‘macroscopisch’)waarneembare lithologische kenmerken nu hetonderscheid tussen lithostratigrafische eenhedenbepalen. Omdat de samenstelling van de afzettingen en de ruimtelijke samenhang nuvoorop staan, is beter dan voorheen uit degeologische kaart een eerste voorstelling temaken van de te verwachten eigenschappen.

voorheen vaak indirect afgeleid uit biostrati-grafische gegevens, speelt bij de nieuweindeling geen rol meer.

Hiërarchische structuurDe nieuwe indeling kent een hiërarchischestructuur, met de ‘Formatie’ als centrale een-heid. Dit betekent dat afzettingen in een boringof boorbeschrijving altijd op het niveau van deFormatie worden geclassificeerd. Boven deFormatie staat de ‘Groep'. In het geval vande afzettingen uit het Kwartair is dat altijdde ‘Boven-Noordzee Groep', die door VanAdrichem-Boogaert en Kouwe (eds., 1993-1997)is gedefinieerd. In uw dagelijkse praktijk is ditniet van belang, maar het draagt er zorg voordat de nieuwe indeling is ingebed in de totalestratigrafische indeling van Nederland, dievan de afzettingen uit het Holoceen tot inhet Devoon reikt.

Een Formatie kan worden onderverdeeld in‘Laagpakketten’ en ‘Lagen', maar dat is niet ver-plicht. Laagpakketten worden onderscheidenvoor delen van een Formatie met eenduidigelithologische eigenschappen en een duidelijkestratigrafische positie. Lagen worden alleenonderscheiden als ze een belangrijke(boven)regionale marker-functie vervullen. Een gedetailleerde onderverdeling van forma-ties in laagpakketten en lagen is niet nodig enook onwenselijk. Het zou leiden tot een wild-groei aan eenheden. Uit de sedimentologie ishet begrip (litho)faciës bekend. Hiermee wordteen sedimentpakket bedoeld dat door zijnspecifieke vormingsomstandigheden (b.v. in eenriviergeul of onder een ijskap) specifieke ken-merken bezit. In de nieuwe lithostratigrafischeindeling worden formaties en laagpakkettenverondersteld te bestaan uit een assemblagevan faciëseenheden (figuur 2).

Lithostratigrafie en genese van de afzettingenOp grond van hun ontstaanswijze onderscheidenwe in de nieuwe indeling vier categorieënafzettingen:� Mariene afzettingen; in een ondiepe

Noordzee gevormd bij een overwegenddalende bodem, inclusief strand-, duin- en kustvlakte-afzettingen.

� Fluviatiele afzettingen; aangevoerd door degrootschalige riviersystemen van de Rijn, de Maas, de Midden-Belgische rivieren,inclusief de Schelde, en de Eridanos (ooste-lijk riviersysteem dat niet meer bestaat).

� Glaciale afzettingen; ontstaan in samenhang met bedekking door landijs.


2. Strata

3. Facies units4. Architectural elements

5. Sequences

- Depositional dynamics- Physical characteristics

- Geomorphic dynamics- Geometry

- Environmental system - Dynamics lateral variability

- Sedimentary dynamics - Sequential variability

6. Basin Fill

Formatie enLaagpakket

Laag en facies

- Basin dynamics

1. Particles

- Transport dynamics- Geochemical compositionSa

mple

Core

Core

Outcrop Shallow seismics / GPR

Wel

l-log

ging

HRS seism

ic

L i t h o s t r

a t i

g a

p h

y

Figuur 2 Faciëseenheden en lithostratigrafische eenheden.

Figuur 3 Overzicht van lithostratigrafischonderscheiden een-heden van de Boven-Noordzee Groep(Westerhoff et al.,2003)

� Lokaal-terrestrische afzettingen; door dewind aangevoerd (eolisch) sediment, veen enbruinkool, en afzettingen van kleine rivier-systemen en beken.

Figuur 3 geeft de nieuwe indeling weer. Behalvede nieuw gedefinieerde lithostratigrafischeeenheden laat figuur 3 volledigheidshalve ookde op grond van seismische data gedefinieerdeseismostratigrafische eenheden op hetNederlands Continentaal Plat zien.

Elke formatie bestaat, zoals gezegd, uit eenassemblage van faciëseenheden. Een fluviatieleeenheid is opgebouwd uit fluviatiele faciës-eenheden, zoals zandige geulafzettingen enmassieve komklei. Een mariene eenheid kanbijvoorbeeld bestaan uit strandzand, opgevuldewadgeulen en wadplaten. Omdat soortgelijkesedimentatiemilieus en de bijbehorendefaciëseenheden in de loop van de geologischegeschiedenis keer op keer voorkomen, is hetmiddels dit systeem mogelijk om met een zeerbeperkte groep faciëseenheden de Kwartaireen Neogene afzettingen te karakteriseren. Figuur 4 geeft een typische faciësassemblageweer voor de rivierafzettingen van de Formatievan Echteld in West-Nederland, afgewisseldmet veen van de Formatie van Nieuwkoop.

Gewijzigd kaartbeeldDe invoering van de nieuwe lithostratigrafiemaakte herziening van de geologische over-zichtskaart van Nederland nodig. Deze is tedownloaden via www.dinoloket.nl, onder toe-behoren en producten, kaarten, geologischeoverzichtskaart van Nederland. Een vereenvou-digde versie van de kaart is opgenomen in de

recent verschenen Bosatlas van Nederland (pagina179). Figuur 5b laat een deel van de nieuwe kaartzien, met Holocene afzettingen van de Rijn, vande zee en veen. Het kaartbeeld wijkt sterk af vandat van de oude kaart. In de oude kaart werdentwee categorieën rivierafzettingen onderscheiden:‘zuivere’ rivierafzettingen (oostelijk deel van

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


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

A

B

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

regionale schaal niet synchroon zijn (zie Weertset al., 2005, voor een uitgebreide argumentatiehiervan). In de nieuwe indeling worden allerivierafzettingen van de Rijn in het Holoceendaarom in één formatie samen genomen: deFormatie van Echteld.

Geotechnische implicatiesDe geomechanische eigenschappen van de afzet-tingen worden in eerste instantie bepaald doorhet afzettingsmilieu. Dit bepaalt niet alleen hunsamenstelling en korrelverdeling, maar ook deinitiële structuur en ruimtelijke verbreiding(geulen, lenzen etc.). De geschiedenis die hetsediment doormaakt na de afzetting zorgt vooreen verdere verandering van eigenschappen.Belasting, chemische veranderingen en andereprocessen die voor het gemak geschaard wordenonder de term veroudering (eng. ‘ageing’)zorgen voor een verdere ontwikkeling van deeigenschappen. Omdat de samenstelling vande afzettingen en de ruimtelijke samenhang nuvoorop staan is uit de eerste aanblik van de nieuwegeologische kaart, gecombineerd met enigegeotechnische ervaring meteen een eerste voor-stelling te maken van de te verwachten eigen-schappen van de verschillende aan te treffengrondsoorten: mariene zanden en kleien vs.rivierzanden en -kleien. De indeling van deformaties in faciëseenheden is een belangrijkeverdere verfijning van de eigenschappen. De bekende slappe komkleien vormenbijvoorbeeld zo'n faciëseenheid binnen de Formatie van Echteld.

Door ervaring en gebruik makend van proeven-verzamelingen kunnen eigenschappen als samen-drukbaarheid redelijk goed ingeschat worden.Voor de geotechnicus, die deze kleien voorheenkende als een deel van de Afzettingen vanGorkum in de Westland Formatie is de verande-ring ogenschijnlijk beperkt tot een naamsveran-dering. Zoals hiervoor al is beschreven zal degrootste invloed merkbaar zijn door het verlatenvan de oude indelingen in Afzettingen van Calaisen van Duinkerken. Hier is de samenhang tussengeomechanisch gedrag en de uiteindelijk opsupra-regionale schaal kunstmatig geblekenchronologische indeling verloren gegaan. Eenander voorbeeld van de nieuwe indeling wordthier geïllustreerd aan de hand van een deel vanhet ingenieursgeologisch profiel van de 2eHeinenoordtunnel (figuur 6, volgende pagina).In het linker deel is het oorspronkelijke profielte zien, tussen NAP-20 en NAP -35 m. Rechtsis de indeling vertaald naar de nieuwe litho-stratigrafisce eenheden. In de tabel is de relatie tussen de oude en

de nieuwe nomenclatuur in twee richtingenopgesomd.

Door in de huidige kartering het zwaartepunt teverleggen naar de faciësindeling wordt nu deweg geopend om de ruimtelijke verdeling van dekenmerken met geostatistische methoden

digitaal te modelleren. Een voorbeeld van eendergelijk ruimtelijk model is weergegeven infiguur 7. Momenteel wordt met deze methodiekeen 3D geologisch blokmodel gemaakt van heel Nederland met een blokresolutie van100*100*0,5 m tot een diepte van 30m, feitelijkde opvolger van de gedrukte 1:50.000 kaarten.

Nieuwe lithostratigrafische indeling van afzettingen in de ondergrond van Nederland


Tabel 1a Oud – Nieuw

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

Formatie van Kedichem Delen van de Formaties van Stramproy, Waalre en Beegden

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

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

‘Tegelen klei’ in het type-gebied in Formatie van Waalre, Laagpakket Noord-Limburg van Tegelen

‘Tegelen klei’ aan de basis van de Formatie van Peize, Laagpakket van BalkFormatie van Harderwijk

Rivierterrassen in Zuid-Limburg Formatie van Beegden, Laagpakketten vanSimpelveld en Noorbeek

Tabel 1b Nieuw – Oud

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 kleinerivieren in Zuid-Limburg buiten de huidige beekdalen

Formatie van Waalre Afzettingen van de Rijn uit het Onder-Pleistoceen. Formatie vanTegelen. 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

Het model geeft van ieder blok (voxel) de meestwaarschijnlijke lithostratigrafie en lithofaciës-eenheid weer. Dit model vormt het startpuntvoor het in 3D weergeven van de eigenschappenvan de diverse lithofaciës. Door nu voor deonderscheiden lithofaciës de statistischeverdeling van bijvoorbeeld geomechanischeparameters te bepalen kan op dezelfde schaaleen verwachtingsmodel van deze eigenschappenworden weergegeven, inclusief de onzekerheid.

Wegens de relatief grote regionale datadicht-heid zal begonnen worden met een weergavevan sondeerwaarden (conusweerstand,wrijvingsgetal) van de verschillende lithofaciës,door de lithostratigrafie te koppelen met de‘sondeerstratigrafie’. Voor de matching van dezetwee gegevenstypen worden momenteel enkele

technieken op bruikbaarheid getoetst, ondermeer een neuraal netwerk en Bayesiaanse statis-tiek. Een voorbeeld van een dergelijkesondeerstratigrafie is weergegeven in figuur 7.Hierin wordt de meest waarschijnlijke lithologieop basis van sonderingen langs een stuk van deA2 in Utrecht weergegeven.

Hoewel op deze manier uiteindelijk in DINO opelk willekeurig punt een synthetisch sondeer-waardenprofiel zou kunnen worden gegenereerdzal in de meeste gevallen de onzekerheid doorde relatief lage lokale datadichtheid te grootzijn om een geotechnisch ontwerp op te baseren.Daarvoor zal altijd grondonderzoek ter plaatse,met een op het probleem toegesneden data-dichtheid nodig zijn. Wel biedt het model demogelijkheid om de representativiteit van het

grondonderzoek te toetsen. Deze aanpak zouniet mogelijk zijn geweest zijn met de oudechronostratigrafische indeling. Uiteraard werkthet ook de andere kant op. Door nieuw grond-onderzoek aan de dataset toe te voegen wordthet met de nu gebruikte technieken mogelijkom veel sneller dan voorheen een update temaken 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 NetherlandsAcademy 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. QuaternaryInternational 133-134: 159-178.– Westerhoff, W.E., Th.E. Wong & E.F.J. deMulder, 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 augustus2008 naar de uitgever worden gestuurd.


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.

Figuur 6 Fragment van het ingenieurs-geologisch profiel van de 2e Heinenoordtunnel(noordoever OudeMaas). Links conform de oudestratigrafischeindeling, rechtsconform de nieuwelithostratigrafischeindeling

1,0 0,9 0,8 0,7 0,6 0,5 0,4 0,3 0,2 0,1 0,0

internationalINDEPENDENT JOURNAL FOR THE GEOTECHNICAL WORLD

12 T H Y E A RN U M B E R 3J 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 THEMALPASSET ARCH DAM FAILURE OF 1959M 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

I N T R O D U C T I O NDutch experience of using TBM tunnelling is relative-

ly recent. The first TBM tunnel was constructed in the

Netherlands between 1997 and 1999 (the Second

Heinenoord Tunnel). In the early 1990s, Dutch

engineers were uncertain whether the soft saturated

soil in the western parts of their country was suitable

for TBM tunnelling. The decision was therefore taken

to include a measurement programme in the first

tunnelling projects. An overview of this programme

and some results are presented by Bakker & Bezuijen

(2008). In the programme, results from the

measurements were predicted using existing

calculation models. The measurement results were

analysed at a later date, and discrepancies with the

predictions were explained where possible.

An important part of the measurement and analysis

programme was dictated by the processes that occur

around the TBM. This paper deals with some of these

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

nelling as this would not fit within the limits of this

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

information). The paper focuses on certain areas

where ideas concerning the mechanisms involved

have changed over the last decade, and where a

better understanding is now apparent.

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

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

the creation and stability of the tunnel face under the

influence of excess pore pressures. The paper then

discusses what happens next to the TBM. The last

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

injected at the end of the TBM. The paper describes

the current state of the art of these processes, and

discusses how knowledge gained about these

processes may influence the design of a TBM tunnel

in soft soil.

P O R E P R E S S U R E S I NF R O N T O F A T B M

F LOW I N COA R S E A N D F I N EG R A N U L A R M AT E R I A L

During TBM tunnelling, it is essential that the tunnel

face is stabilised by pressurised slurry (slurry shield)

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

to the ground pressure to stabilise the front. If

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

front resulting in collapse of the tunnel face. If

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

calculation methods have been proposed to calculate

the stability of the tunnel face. Most of these

methods do not take the influence of pore water flow

into account. It is assumed that the bentonite slurry

or muck at the tunnel face creates a perfect seal that

prevents water flow from the face into the soil.

Experience with tunnels built in areas where the sub-

soil contains gravel has shown that the bentonite

slurry can penetrate into the subsoil over more than 7

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

fines should be retained in the slurry (instead of

removing them in the separation plant), and that

sawdust should be used in the bentonite (Steiner,

2007). Anagnostou & Kovari (1994) propose a

calculation method for such a situation.

However, this method only takes the viscous

behaviour of the slurry into account, and not the

stiffening that occurs during standstill. The results of

this calculation method may therefore lead to the

prescription of bentonite with viscosity that is too

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

situation involving coarse granular material is still

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

laboratory to avoid errors in the field.

Usual tunnelling conditions in The Netherlands are a

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

tunnel face by the bentonite or the muck during

drilling, because the groundwater in front of the TBM

prevents water in the bentonite slurry or muck

flowing into the soil. Plastering will only occur

during standstill of the TBM process.

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 TBMA . 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

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.

FIGURE 1MEASURED EXCESS

PORE PRESSURE

IN FRONT OF A

SLURRY SHIELD

AND APPROXIMATION.

drilling was recorded.

Bezuijen (2002) shows that the amount of excess pore

pressure measured in the soil in front of the TBM

(apart from pressure at the tunnel face) also depends

on soil permeability, the quality of the bentonite or

muck, and the drilling speed. Where EPB drilling

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

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

the TBM is virtually equal to pressure in the mixing

chamber. The pressure is lower in sand with higher

permeability (k=3.10-4 m/s), because some plastering

of the face occurs during drilling. Soil permeability

also influences the foam properties. Muck in the

mixing chamber will be dryer in sand with a higher

permeability. Where the permeability of the sand is

lower, the water content in the muck is nearly

entirely determined by water in the soil and much

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

FIGURE 1 and FIGURE 2 also show a theoretical curve

(Bezuijen, 2002):

(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 permea-

bility 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

(2001).

I N F LU E N C E O N S TA B I L I T YBezuijen 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

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

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

top is situated 15 m below the ground surface.

Knowledge of this groundwater flow appeared

essential during the Groene Hart Tunnel (GHT)

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 piezo-

metric 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-

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

The contractor made detailed numerical calculations

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

temporary sand dam was constructed at the point

where the tunnel entered the polder. This dam

delivered the necessary weight to prevent lifting

of the soft soil layers due to excess pore pressure

generated at the tunnel face during drilling.

FLOW AR O U N D T H E T B M

C A LC U L AT I O N M O D E LUntil recently, only limited attention has been given

to pressure distribution and flow around the TBM

shield. It was assumed that the soil was in contact

with the TBM shield across the shield. During drilling

of the Western Scheldt tunnel, however, it appeared

that the TBM deformed at large depths and high

water pressures (the tunnel is constructed up to 60 m

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

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

Furthermore, tunnelling technology has advanced to

a level where the ground loss due to tunnelling is less

than the volume difference caused by tapering of the

TBM. TBMs are usually tapered, with a slightly larger

diameter at the head compared with the tail. This

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

tain curvature. Table 1 shows the volume difference

due to tapering for different TBMs.

________________TABLE 1 PERCENTAGE OF TAPERING OF

THE TBM IN 3 TUNNEL PROJECTS IN THE

NETHERLANDS.

TUNNEL PROJECT TAPERING (%)

SECOND HEINENOORD 0.95

BOTLEK 0.77

SOPHIA 0.79________________The volume losses measured during these projects

varied, but negative volume losses were sometimes

measured in all the projects (there was actually

PROCESSES AROUND A TBM

FIGURE 3GEOTECHNICAL

PROFILE GHT TUNNEL

IN POLDER. TUNNEL

IS DRILLED FROM RIGHT

TO LEFT IN THIS PICTURE.

FIGURE 2MEASURED EXCESS PORE

PRESSURE IN FRONT OF

AN EPB SHIELD (•)

AND APPROXIMATION

(BOTLEK RAIL

TUNNEL, MQ1 SOUTH).

RELATIVELY IMPE-

MEABLE SUBSOIL.

GEOinternational – July 2008 49


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

be less than the volume loss due to tapering. This

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

in contact with the TBM all over the TBM.

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

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

the shear modulus of the soil around the tunnel.

The flow around the TBM shield can be described as:

(3)

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

With no grout or bentonite flow around the TBM,

tapering will lead to an effective stress reduction

proceeding from the TBM’s face to the tail according

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

change this pressure distribution. In order to

calculate the pressure distribution under flow, the

flow direction of both the bentonite and the grout

must be known. These flow directions can vary during

the tunnelling process (Bezuijen, 2007). On average,

however, the TBM advances and therefore the

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.

LENGTH TBM SHIELD 5 m

DIAMETER 10 m

DIAMETER REDUCTION 0.2 %

OVERCUTTING 0.015 m

ASYMMETRIC (1) OR SYMMETRIC (2) 2

GRAIN STRESS 150 kPa

GROUT PRESSURE 400 kPa

PORE PRESSURE 200 kPa

PRESSURE ON TUNNEL FACE 250 kPa

SHEAR MODULUS (G) 90 MPa

SHEAR STRESS GROUT 1.6 kPa

SHEAR STRESS BENTONITE 0.01 kPa_________________

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 SThe model shows that the volume loss is not deter-

mined by tapering of the TBM (as suggested for

example by Kasper & Meschke, 2006), but is influen-

ced 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


FIGURE 4PRESSURES AND GAP

WIDTH ALONG A TBM.

GROUT PRESSURES

AND BENTONITE

PRESSURES.

PARAMETERS SEE

TABLE 2. PLOTS SHOW

PRESSURES AND GAP

WIDTH FOR THE

BENTONITE AND

GROUT PRESSURE

SEPARATELY

AND THE COMBINED

RESULT.

in the pressure chamber. The first situation occurs

when bentonite pressure is relatively high and grout

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

control grout pressure, especially during ring

building). The second situation occurs when grout

pressures in the tail void are relatively high (which

may occur during drilling).

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

shield was perforated during construction of the

Western Scheldt tunnel but no grout was found

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

fact that no grout was found during this investigation

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

will not be placed as symmetrically in the drilled hole

as suggested in this simple model. The TBM must be

in contact with the soil at some point to maintain

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

definitely one of the most important in the field of

mechanised tunnelling, being the management of the

void around the shield of a TBM as one of the major

sources of concern for both designers and

contractors involved in urban tunnelling projects’.

There is some evidence from the results of extenso-

meter measurements carried out at the Sophia Rail

Tunnel. The results of the extensometers (shown in

FIGURE 5) are presented in FIGURE 6 during passage

of the TBM. The results show that there is initially

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

the relatively low stresses at the tunnel face.

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

meter at –12.5 m) is compressed several rings before

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

ting heave, and there is therefore no settlement due

to the tapering. When the TBM has passed, the

extensometer at -12.5 m follows the course of the

grout pressures measured around the lining. This will

be discussed in more detail in the next section, and

shows that a change in grout pressure indeed leads to

a change in soil deformation.

We are currently working on the possibility of

measuring pressures around the shield.

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

I N T R O D U C T I O N TA I LVO I D G R O U T I N G

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

process is important. The process determines the

loading on the soil and on the lining.

The pressure distribution caused by tail void grouting

has been studied during construction of the Sophia

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

Tunnel. Here, we will describe the fundamental

mechanisms using measurements from the Sophia

Rail Tunnel, as they have provided the most complete

data set until now.

The study of grout pressures was initiated by earlier

measurements performed at the Second Heinenoord

Tunnel and the Botlek Rail Tunnel. These measure-

ments did not match the generally accepted

assumption at that time – at least in The Netherlands –

that the vertical pressure gradient in liquid grout

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

the pressure distribution after hardening must

reflect the K0 (the ratio between the horizontal and

vertical soil pressure). In reality, the vertical pressure

gradient was lower and the influence of K0 could not

be detected.

M E A S U R E M E N T SThe Sophia rail tunnel was constructed in sandy sub-

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

water table is close to the surface. During construction

of the Sophia Rail tunnel, two rings in the lining

were each equipped with 14 pressure sensors. The

pressures measured with one of these instrumented

rings are shown in FIGURE 7.

These measurements are discussed in detail in

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

phenomena here. The upper plot in FIGURE 7 shows

the drilling velocity, when drilling occurs, and when

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

that an increase in pressure is measured as soon as

the pressure gauges (built into the lining elements)

moved from the grease into the grout. Pressure

increases as long as drilling continues, and decreases

when drilling stops during ring building.

G R O U T P R E S S U R E SThe mechanism that leads to these pressure

variations is explained in Bezuijen & Talmon (2003).

Grout bleeding or consolidation of the grout leads to

a volume loss of grout. Experiments showed that this

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

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


FIGURE 5SOPHIA RAIL TUNNEL,

SOIL STRATIFICATION

AND LOCATION OF

EXTENSOMETERS AT

THE MEASUREMENT

LOCATION.

(PICTURE ARNE BEZUIJEN)

FIGURE 6EXTENSOMETER

RESULTS. THE VERTICAL

LINE SHOWS WHEN

THE TAIL OF THE TBM

PASSES. SOIL ABOVE

THE TBM IS ALREADY

COMPRESSED BEFORE

THE TAIL PASSES



consolidation leads to stress reduction in the

relatively stiff sand layer. This stress reduction is

measured as a reduction of grout pressure. The

effective stresses will ultimately be very small: the

minimum stress that is necessary to keep the hole in

the ground open. Leca & Dormieux (1990) calculate

this for a tunnel opening in sand. They calculate that

a cylindrical cavity in the ground remains open when

effective stresses of only a few kPa are applied.

The consequence is that grout pressures around the

lining will decrease to values that are only a few kPa

above the pore water pressure. It is therefore clear

that the original K0 can no longer be found in the

grout pressures. The pressure decrease due to volu-

me loss in the grout has changed the original stress

state, and unloading of the soil leads to much lower

stresses. Since the stresses in the sand around the

tunnel decrease, the sand reaction will be the

reaction of a very stiff material. Only a small volume

decrease in the grout will lead to a large decrease in

stresses. Calculation methods quite often still use the

original in-situ stresses to calculate loading on the

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

loading that is much too high, as shown by Hashimoto

et al. (2004).

For slow hardening or non-hardening grouts, the

strength increase in the grout is caused by grout

bleeding or consolidation. It should be realised that

this strength increase is only present when the tunnel

is drilled through a permeable soil. When drilling

takes place through less permeable soils such as clay,

this consolidation will be much lower and the grout

will be in liquid form over a greater part of the

tunnel’s length. This has consequences for loading

on the lining, as we will discuss later.

P R E S S U R E G R A D I E N T S 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

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

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

This downward flow needs a driving force to over-

come the yield stress, and the pressure gradient will

therefore be less than the gradient that is calculated

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

numerical program to calculate the pressure distribu-

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

some of the consequences here. If the viscosity is not

taken into consideration, the maximum pressure

gradient (dP/dz) that can be expected is:

(3)

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

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

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

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

vertical pressure gradient is determined by the grout

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

slightly higher than the maximum value measured in

FIGURE 8). Consolidation or hardening of the grout

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

gradient.

A complicating factor is that the maximum shear

stress that can be developed is a vector. If the


FIGURE 7FIRST TUBE SOPHIA

RAIL TUNNEL: DRILLING

VELOCITY AND

MEASURED GROUT

PRESSURES AT THE RIGHT

SIDE OF THE TUNNEL AS

A FUNCTION OF TIME.

FIGURE 8FIRST TUBE SOPHIA

RAIL TUNNEL: PRESSURE

GRADIENT OVER THE

TUNNEL LINING AT ONE

LOCATION, AND

PUMP ACTIVITY FOR

ONE OF THE INJECTION

POINTS (A1) AS A

FUNCTION OF TIME.

maximum shear stress is developed in one direction,

there will be no shear stress perpendicular to that

direction. When drilling starts for a new ring and the

grout pumps are activated, the elastic soil reaction

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

therefore flow backwards from the TBM. Ring shear

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

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

FIGURE 8, 5 rings behind the TBM) decreases during

drilling. The flow no longer has any influence at this

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 compen-

sated 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

the front when drilling takes place in fine to medium-

fine saturated sand, because the bentonite filter cake

is destroyed by the cutting wheel before it is able to

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

into the soil. The section on grout pressures

describes described how consolidation of the grout

also leads to a water flow from the tunnel lining into

the soil, because water expelled from the grout will

flow into the surrounding soil. A grout cake will form

however, because the consolidated grout is no longer

disturbed. It is therefore reasonable to assume that

examination of the variation in pore pressure in soil

next to a tunnel under construction will show pore

pressures that are dominated by pressures existing at

the tunnel face. This theory was tested at the Groene

Hart Tunnel. Pore pressure transducers (PTTs) were

installed as close as 0.75 m from the tunnel lining.

The PTTs were placed in one plane, with the grout

pressure gauges on Ring 2117 of the tunnel (see

FIGURE 9).

FIGURE 10 shows the measurement results. The grout

pressure gauges on Ring 2117 give no signal before

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

during drilling due to the excess pore pressure

generated at the tunnel face. As drilling stops, the

pore pressure reduces to the hydrostatic pressure.

The various construction cycles can be seen. There is

a sharp increase in grout pressure when Ring 2117

leaves the TBM, followed by a decrease due to

consolidation. It is remarkable however that this has

virtually no influence on the measured pore pressures

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

confirmed by numerical calculations. The quantity of

water expelled from the grout is far less than the

water flow from the tunnel face. The latter dominates

the pore pressures.

The measurements show another remarkable feature.

Grout pressure gauge 05 follows the water pressure

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

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

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

pore water pressure.

LOADING ON TUNNEL LININGWe have seen in the section on pressure gradients

that vertical pressure gradients exist in the zone

where the grout is not yet consolidated or hardened

which are higher than corresponds to the weight of

the lining. Measurements at the Sophia Rail Tunnel

showed that the gradient decreases more or less line-

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

part of the lining is pressed upwards by the buoyancy

forces. It is necessary to mobilise shear forces from

the TBM to achieve a stable tunnel lining. This will

lead to bending moments in the lining.


FIGURE 9POSITION OF PORE

PRESSURE GAUGES AND

GROUT PRESSURE GAUGES

AT RING 2117 OF THE GHT.

FIGURE 10PORE PRESSURES AND GROUT

PRESSURES MEASURED AT

GHT (ALSO SEE TEXT).



Bezuijen & Talmon (2005) have shown that the

moments in the liquid grout zone increase backwards

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

means here that the force on the lower part of the

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

this moment is created by the TBM itself. This is

because face pressure is higher at the bottom due to

larger soil stresses.

At the Groene Hart Tunnel the bending moment in

the lining was measured for a large distance behind

the TBM using strain gauges installed in the lining

segments. There is an increase in the moment for a

few rings, in accordance with the calculations

previously mentioned. There is subsequently a

decrease, with the moments becoming negative at a

greater distance from the tunnel. Bogaards & Bakker

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

bending moment is a result of the staged construc-

tion of the tunnel. They developed a calculation

model to take into account the different stages in

construction. However, Talmon (2007) has shown

that such a ‘staged’ calculation is not necessary to

find the same results.

According to Talmon, the negative moment appears

at some distance from the TBM because the reaction

force to compensate the buoyancy in the fluid grout

zone is situated further from the TBM than the buo-

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

higher in the soil than in the equilibrium situation far

behind the TBM.

Hoefsloot and Talmon both model the tunnel lining

as a beam on an elastic foundation, except for lining

elements inside the TBM and lining elements in the

liquid grout zone, see FIGURE 13. The exact boundary

conditions and the transition between liquid and

solid grout are still the subject of debate.

Although example calculations have been presented

that show good correlation with measurements (see

FIGURE 14), there are still uncertainties with this type

of calculation that need further research:

� An important input parameter is the moment and

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.

� With generally-accepted parameters for the lining

stiffness and the soil’s elastic parameters, the

calculated movement of the lining is much smaller

than the measured movement.

� The grout pressures are only measured when the

grout is more or less in the liquid phase. This

results in loading on the tunnel lining as shown

in FIGURE 11. However, loading on the lining in

situations where the grout has hardened is less

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

of the grout are extremely important parameters

when calculating bending moments in the lining. If

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

tunnelling will not be possible (also see Bezuijen &

Talmon, 2005).

� The shear force that is exerted on the lining by the

TBM is an important parameter. It is therefore

worthwhile to measure this shear force.

COMPENSATION GROUTINGGrout consolidation also appeared to be important

when describing compensation grouting. Experi-

ments (Gafar et al, 2008) showed that the fracturing

behaviour in compensation grouting depends on the

specification of the grout. If more cement is added,

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


FIGURE 11EXAMPLE OF GRADIENT IN

THE GROUT PRESSURE AS

A FUNCTION FROM THE

DISTANCE (0 ON THE X-AXIS

REPRESENTS THE POINT WHERE

THE LINING IS MORE OR LESS

FIXED. THE TBM IS AT 9 M).

RESULTS FROM SOPHIA RAIL

TUNNEL (BEZUIJEN ET AL. 2004).

FIGURE 12CALCULATED SHEAR FORCE

AND MOMENT IN THE LINING,

AND DISPLACEMENT WHERE

THE GROUT HAS NOT YET

HARDENED. CALCULATED

MOMENTS ARE DIVIDED

BY 10.

FIGURE 13BOUNDARY CONDITION

FOR BEAM CALCULATION.

mechanism. At Delft University, the density of

grout bodies made in two compensation grouting

experiments was analysed in a CT-scan. Such a

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

material tested. The grout mixtures used in the

experiments are shown in TABLE 3.

_________________TABLE 3 SPECIFICATION OF GROUT

MIXTURES USED IN FRACTURE TESTS

(WCR = WATER-CEMENT RATIO). COCLAY

D90 CA ACTIVATED BENTO-NITE IS USED.

MIX TURE WCR BENTONITE k% ( M / S )

1 1 7 5•10-8

2 10 7 6.10-10_________________

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

and FIGURE 16. The results of the first grout mixture

clearly show an increase in density at the boundary of

the grout body. Grout at the boundary of the sample

is consolidated. The grout body made with the

second mixture has a more constant density across

the fracture (the middle section). In the second expe-

riment, 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 under-

standable if the permeabilities of the grout are consi-

dered. The lower permeability of the second grout

sample results in much less grout consolidation wit-

hin the limited injection time. The grout density in

the fracture therefore does not increase at the boun-

dary of the grout as is the case for mixture 1.

The permeabilities were determined using the proce-

dure suggested by McKinley and Bolton (1999), a

form of oedometer test with drainage on one side.

This procedure can also be used to test the consoli-

dation properties of tail void grout. However, the

thickness of the grout layer in the test should be

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

effects that occur because hardening of the grout is

independent of the sample size (Bezuijen & Zon,

2007).

DISCUSSIONThe research described above has increased under-

standing of the processes that occur around a TBM

during tunnelling. This has already had consequences

for practical aspects of tunnelling. Examples are the

excess pore pressures in front of the TBM: extra sand

was added locally above the planned tunnel trajec-

tory of the Groene Hart Tunnel to prevent a

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

project in London where it appeared that the liquid

zone of traditional grout for a tunnel drilled in clay

with no possibility of consolidation was too long to

achieve the desired drilling speed.

However, the authors believe that the results can

make an even greater contribution to improving

shield tunnelling. Knowledge about the influence of

excess pore pressures on face stability can improve

definition of the pressure window at the tunnel face,

so preventing a blow-out due to excessively high

pressures and instability caused by pressures that

are too low. In combination with research on EPB

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

research for EPB tunnelling in sand can lead to better

control of the EPB process. It has already been

discussed how flow around the TBM is important for

TBM design, and that more experimental evidence is


FIGURE 14BENDING MOMENT RING 2117,

MEASUREMENT AND

CALCULATION. GROENE HART

TUNNEL (HOEFSLOOT, 2008).

FIGURE 15DENSITY MEASURED WITH

A CT-SCAN. RAW DATA (INSET)

AND DENSITY. CORRECTION

FOR BEAM HARDENING EFFECT

AND CALCULATED VALUE OF

THE DENSITY OF THE GROUT

ALONG THE LINE SHOWN IN

INSET. MIXTURE 1 IN TABLE 3.

FIGURE 16GROUT DENSITY IN A FRACTURE MEASURED

WITH A CT-SCAN. MIXTURE 2 IN TABLE 3



needed. Research into grouting can lead to smaller

settlement troughs and optimisation of loading on

the lining. This last aspect may lead to cheaper lining

construction.

The results must be discussed with tunnel builders

and contractors if improvements to the shield

tunnelling process are to be achieved. Discussion

about certain aspects has already started, but we

hope that this paper will stimulate the involvement of

more parties.

CONCLUSIONSTo understand the processes that are important when

tunnelling with a TBM, the flow processes around a

TBM must be considered: groundwater flow at the

tunnel face, bentonite and grout flow around the

TBM, and grout flow and grout consolidation around

the tunnel lining. The research described in this paper

has brought about progress with regard to these flow

processes during tunnelling in soft ground:

� The groundwater flow at the tunnel face is

described.

� 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

grout has been developed. Although this model

must still be verified using the results of measure-

ments, it shows some promising results.

� Considerable information has been obtained

about the grouting process and the resultant lining

loading.

Although not unusual, it is interesting to see that this

research also raises new questions: what is the exact

position of the TBM during the tunnelling process,

what is the interaction between the TBM and the

lining, are the predicted pressures around the TBM

correct, and what are the consequences for our

design methods? Even in a relatively simple beam

calculation for calculating loading on the lining in a

longitudinal direction it appears that uncertainties

in the boundary conditions determine the outcome

of the calculation. As long as these uncertainties

remain, more sophisticated numerical calculations

will present the same uncertainties.

ACKNOWLEDGEMENTSThe research described in this paper was sponsored

by COB, the Dutch Centre for Underground

Construction, and Delft Cluster. We would like to

thank these organisations for giving us the

opportunity to perform this research. We also wish

to thank the project organisations of the different

tunnels for giving permission to use tunnelling data in

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

thank our fellow members in the COB committees for

their stimulating discussions on the various subjects.

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

2004. 15 m Diameter Tunneling under Netherlands

Polders, Proc. Underground Space for Sustainable

Urban Development (ITA Singapore), Elsevier.

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

stability of Slurry-shield-driven Tunnels. Tunnelling

and Underground Space Technology, Vol 9.

No.2. pp 165-174.

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

tunnels in the Netherlands. Proceeding 6th Int.

Symposium on Underground Construction

in soft Ground, Shanghai

– Bezuijen A. 2007. Bentonite and grout flow

around a TBM. Proc. ITA 2007, Prague.

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

changes in grout used to fill up the tail void.

Proc. ITA 2007, Prague.

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

Tunnelling A

– Decade of Progress. GeoDelft 1995-2005, Taylor

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

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

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

res during tunneling of the Sophia Rail tunnel. Soils

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

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

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

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

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

Symp. on Geotech. Aspects of Underground

Construction in Soft Ground, IS-Toulouse

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

Pore pressures in front of tunnel, measurements,

calculations and consequences for stability of tunnel

face. Proc. Int. Symp. on Modern Tunneling

Science and Techn. Kyoto.

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

bending moments in the tube of a bored tunnel.

Numerical Models in Geomechanics Proc.

NUMOG VII: p. 317-321

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

Applications. Ph.D. Thesis, Delft University of

Technology, Delft University Press.

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

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

compensation grouting. Proceeding 6th Int.

Symposium on Underground Construction in soft

Ground, Shanghai. Guglielmetti V., 2007. Tunnels

and Tunnelling International, October, P32.

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

Feddema A.. 2004. Simultaneous backfill grouting,

pressure development in construction phase

and in the long term. Proc. ITA Singapore.

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

longitudinal behaviour Tunnel lining, Proceeding

6th Int. Symposium on Underground Construction

in soft Ground, Shanghai

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

of face pressure, grouting pressure and TBM

design in soft ground tunnelling. Tunn. and

Undergr. Space Techn.21 160–171

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

bound solutions for the face stability of shallow

circular tunnels in frictional material.

Géotechnique 43, 5-19 (in French)

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

tunnelling machine screw conveyors: model tests.

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

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

A geotechnical description of fresh cement grout –

Filtration and consolidation behaviour. Magazine of

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

– Steiner W. (1996) Slurry penetration into coarse

grained soils and settlements from a large slurry shield

tunnel. Proc. Geotech. Aspects of Underground

Construction in Soft Ground, London, Mair

and Taylor (eds). Balkema, Rotterdam, ISBN

9054108568, pp 329-333.

– Steiner W. (2007) Private communication.

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

model, Delft Hydraulics report Z3934/Z4145

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

van der, 2001. Grout pressures around a tunnel

lining Proc. Int. Symp. on Modern Tunneling

Science and Techn. Kyoto.

– Thewes, M., (2007), Private communication.

– Verruijt A., (1993), Soil Dynamics,

Delft University of Technology, b28.

REPRINTED FROM: Bezuijen, A. Talmon,

A.M. 2008. Processes around a TBM,

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

of Underground Construction in Soft Ground.

Proceedings of the 6th International Symposium

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

2008), forthcoming 2009.

© 2009 Taylor & Francis. Used with permission.



INTRODUCTIONThe design engineer, André Coyne of the well-

established engineering partnership of Coyne et

Bellier based in Paris, was nearing the end of his

professional career and had over one hundred

successful dams constructed. Despite the calamity

and the first arch dam ever to fail, his immediate

reaction was to try and establish the cause of the

failure (Bellier, 1977).

By 1969, ten years later, publications on the method

of analysis Coyne and Bellier had established started

to appear in the international journals, starting with

two papers in the Journal of Soil Mechanics and

Foundation Engineering of the ASCE (American

Society of Civil Engineers). These were by Pierre

Londe, Gaston Vigier and Raymond Vormeringer

(1969 and 1970). Subsequently, Pierre Londe

published a number of papers in the Quarterly

Journal of Engineering Geology (1973) and in

Engineering Geology (1987). Both these publications

were milestones: The QJEG providing an introduction

to rock mechanics as is still practiced today, notably

the paper in that issue on slope wedge analysis by

Hoek, Bray and Boyd. The Elsevier Engineering

Geology publication was based on a meeting held to

discuss dam failures.

The milestone QJEG publication re-appeared as part

of Hoek and Bray's Rock Slope Engineering almost

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

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

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

lines despite his international reputation, especially

in the International Society of Rock Mechanics.

The Malpasset dam failure could be recognised as the

starting point of the discipline of rock mechanics

in Civil Engineering (Londe, 1973). Londe analysed

the dam failure in three dimensions using simple

mechanics on a three-dimensional wedge that was

believed to exist beneath the left abutment (note:

convention in dams is to always look downstream in

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

The method is not dissimilar to the ‘Block Theory’

developed by Richard Goodman and Gen-Hua Shi

(1985). Despite referring to Londe and Malpasset in

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

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

analysing stability before continuing with the

method of Londe, Vigier and Vormeringer: ‘It is

beyond our present purpose to describe the solution

of these parameters (shown in the plot) that

determine the degree of safety of the wedge. We

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

only be run after a particular tetrahedral block has

been singled out. Block theory is not a substitute

for the limiting equilibrium analysis but, rather, a

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

ANALYSING THE ANALYSIS OFTHE MALPASSET ARCH DAM FAILURE OF 1959M 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

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.

FIGURE 1CONTOUR MAP PRIOR

TO FAILURE SHOWING THE

PLAN OF THE DAM AND

THE UNDERLYING WEDGE

CAUSING FAILURE.

CONTOUR MAP BASED ON

LONDE (1987), WEDGE

BASED ON LONDE, VIGIER

AND VORMERINGER (1970).

subsequently in Goodman & Shi (1985) to explain

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

there are a possible eight wedges and in combination

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

defined. Removability means the wedge can move

from the rock mass by sliding on one plane, two

planes or no planes, the latter situation either by

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

move if the resultant force on the wedge acts outside

a boundary or envelope defined by the geometry of

the wedge and slope (region known as a ‘space

pyramid') and the angle of shear resistance of the

wedge discontinuities. Londe did not carry out this

first step as the field evidence after the failure

defined the wedge surfaces and the wedge configu-

ration from which the wedge slid or lifted. First

though the geometry of the wedge has to be obtained.

Surprisingly, one has to resort to a number of

techniques to discover what parameters were used to

analyse the stability of the dam! The following

parameters were determined (after substantial

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

Plane 1: Upstream face of wedge ‘P1',

dip 45°, dip direction 270°.

Plane 2: Downstream face of wedge ‘P2',

dip 40°, dip direction 013°.

Plane 3: Toe face of wedge ‘P3', dip 0°,

dip direction horizontal.

The wedge in relation to the dam is shown on contour

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

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

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

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

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

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

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

half spaces’ of the discontinuities forming the planes.

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

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

instance plane 3 would be at higher elevation leaving

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

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

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

three cases should be analysed though JP 010 is unli-

kely as the forces exerted on this wedge would pro-

bably ensure it remains in place.

The wedge would be stable if the resultant force on

the wedge occurs within a zone defined by a spherical

triangle with its intersection points at the poles of P1,

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

focal point projection (continuing from FIGURE 3).

The plot is further extended by connecting pole 1

with the intersection points of planes 1 & 2 and with

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

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

all formed by generating the arcs using spherical

trigonometry equations on a spreadsheet. Normally

these are plotted by hand using an appropriate ste-

reo net. The techniques used on a spreadsheet requi-

re a separate publication making use of spherical tri-

gonometry and, in this instance, projection equations

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

the projection equations to indicate the spacing in

FIGURE 3PLOT OF GREAT CIRCLES P1, P2, P3

AND SLOPE ON EXTENDED EQUAL

ANGLE NET CONFIRMING THAT THE

LONDE WEDGE IS REMOVABLE. INNER

CIRCLE IS LOWER HEMISPHERE AND

OUTER AREA UPPER HEMISPHERE.

FIGURE 2PHOTOGRAPH 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 PHOTOGRAPHERALAIN DE LA FOREST ([email protected])).

ANALYSING THE ANALYSIS OF THE MALPASSET ARCH DAM FAILURE OF 1959


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

probably using tracing paper placed over an

extended equal angle stereo net of which an example

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

adsheet is that different values can be inserted to

test the sensitivity of slope angle and direction, as

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

continuity planes.

FORCES ON A WEDGE: INFLUENCE OF FRICTION

Stereographic projections are three-dimensional

representations of angles. Forces have a direction but

also a magnitude. One simplification making allowan-

ces for ‘magnitude’ in stereographic methods is to

represent magnitude by use of the internal friction

angle from the Mohr-Coulomb equation. Simply, this

states that shear resistance is the product of the nor-

mal force acting on a surface times the tangent of the

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

on a plane is known there could be a component

parallel to the plane and a component normal to the

plane ‘mobilising’ the frictional shear strength.

Consider a force F acting at an angle δ from the

perpendicular to a plane. By resolving this force into

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

nent normal to the plane F cosδ, and substituting this

into the Mohr-Coulomb equation the mobilised

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

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

ship simplifies to tanϕ> tanϕ, and even further to

ϕ>δ, leaving only angles to deal with.

The safe zone defined by the spherical triangle p1, p2

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

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

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

prevent movement. In FIGURE 5 the friction cones

have been added and connected to each other at the

end between the poles as the force changes direction

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

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-

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 resul-

tant 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 projec-

tions 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 inc-

reases substantially with increase in friction up to the

great circle of planes 1, 2 and 3 for ϕ=90°.

PLOTTING FORCESTwo types of forces are dealt with: the forces exerted

by the dam on the foundation (including the dead

weight of the wedge) and water pressure (seepage)

forces acting perpendicular to the wedge planes. The

forces from the dam are the weight of the dam and

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 hydrosta-

tic head are:

(1) U1T=85 000 ton; (2) U2T=62 000 tons; and (3)

FIGURE 55 FRICTION ‘CONES’ ADDED TO

SHOW INCREASED SAFE ZONE.

VALUES CORRESPOND TO LONDE

(1973) AND ARE 25°, 15° AND 30°

FOR SHADED ZONE.

FRICTION ANGLE ISO-LINES

PLOTTED FOR 30° THROUGH 90°.

FIGURE 4CONTINUATION 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.



U3T=25 500 ton.

The above paragraph is taken verbatim from the

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

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

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

000)=53°.

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

resultant is in the ‘safe zone'. If the friction is reduced

to zero, sliding of the wedge would occur on plane 3

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

the Londe papers do not provide these values; the

vector does correspond well with the projections

(1970 and 1973 papers).

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

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

stage the final scenario of the analysis has been

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

the approach then and even today 30 years later has

remained unique. A paper by Karaca & Goodman

(1993) does indicate a similar approach showing the

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

pressures. Though they do not refer to any of the

Londe papers, they could possibly have unwittingly

presented the cause of the Malpasset Dam failure in

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

tence of this paper.

PLOTTING WATER FORCESTo understand the Londe approach, the first paper

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

for the water pressure force vectors on planes P1, P2

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

combined with forces U1T, U2T and U3T individually is

calculated for different percentages of U1T, U2T and

U3T. The resulting zone constructed on the stereo-

graph will show that not the full percentage of the

water force is necessary to cause the resultant to

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



FIGURE 6INFLUENCE 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 & U1T, F & U2T

AND F & U3T. THE ROTATION

ANGLES ARE GIVEN IN

DEGREES (R VALUES) AT THE

ENDS OF THE R VECTORS.

FIGURE 7PLOTTING INFLUENCE OF WATER

PRESSURES. FIRST STAGE: F TO U1T,

F TO U2T AND F TO U3T TOWARDS POLES

P1U, P2U AND P3U (UPPER HEMISPHERE,

THE DIRECTIONS OF THE WATER FORCES

ON P1, P2 AND P3 RESPECTIVELY).

GREAT CIRCLES ARE SHOWN. THE

‘DISTANCES’ F TO U1T, F TO U2T AND

F TO U3T ARE EQUAL TO THE ANGLES

DETERMINED IN FIGURE 6.

INTERMEDIATE VALUES OF 20%,

40%, 60% AND 80% ARE SHOWN.

SECOND STAGE IS PLOTTED FOR F & U1T

WITH U3T (POINT U13T) AND F & U2T

WITH U3T (POINT U23T) SHOWING

GRADUATIONS AGAIN FOR INTER-

MEDIATE PRESSURES 20 THROUGH

80%. COMPLETION OF SECOND STAGE

AND FINAL THIRD STAGE TO POINT

U123T IS SHOWN IN FIGURE 8, THIS TIME

SOLELY BY GRAPHICAL TECHNIQUES

OF INTERSECTING GREAT CIRCLES.


FIGURE 7 and plotted along the great circles common

to f and the poles p1U, p2U and p3U. These poles are

located on the upper hemisphere of the stereograph

(the outer portion) as they represent the directions of

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

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

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

the upper half spaces of the wedge discontinuities).

The water pressures do not, of course, build up

individually on the wedge planes but build up

gradually on one plane and possibly more rapidly on

another depending on their permeability and

drainage paths. In FIGURE 8, graphical methods were

used to complete the unsafe zone for water

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?

This article hopefully explains the analysis and model

used to examine the cause of failure of the Malpasset

Dam. It not only condenses the original suite of

papers by Londe but compiles pertinent aspects of

the Londe suite essential to the analysis. The analysis

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

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

looked at moment stability of the wedge as the

forces developed on the wedge do not pass through

a common point. This analysis showed that the

wedge was not safe. Further analysis was carried out

by Wittke & Leonards (1987) using finite elements

resulting in another explanation as to the cause of

failure though broadly it is still the discontinuities

and water pressure build up that caused failure. What

none of these analyses considered was what could

have been the influence of the water spout under 60

m of water head when the bottom valve outlet was

opened that fateful evening 48 years ago. Dubbed for

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

rise in discontinuity water pressures as a result of an

impinging water jet. It is not the momentum of the

water splashing against rock blocks which causes

them to dislodge but the rise in discontinuity water

pressures the water splashing induces. Could this be

the trigger that initiated instability of the left abut-

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

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

Engineering Foundation Conference ‘Evaluation of Dam

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

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

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

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

New York.

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

and Its Application to Rock Engineering.

Prentice-Hall, Englewood Cliffs (NJ).

– Goodman, R.E. & C. Powell (2003).

Investigations of Blocks in Foundations and

Abutments of Concrete Dams. J. Geotech. and

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

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

Engineering (3rd edition). Institution of

Mining and Metallurgy, London.

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

Slopes in Jointed Rock. Proceedings ASCE, J. Soil

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

– Karaca, M. & R.E. Goodman (1993).

The influence of water on the behaviour of a

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

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

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

dimensions de la stabilité d'une rive rocheuse.

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

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

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

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

Engng. Geol., 24, pp. 295-329.– Londe, P., G. Vigier & R. Vormeringer (1969).Stability of rock slopes, a three dimensional study.Proceedings ASCE, J. Soil Mech. & Found. Div., 95, No. 1, pp. 235-261.– Londe, P., G. Vigier & R. Vormeringer (1970).Stability of rock slopes, graphical methods.

Proceedings ASCE, J. Soil Mech. & Found. Div., 96, No. 4, pp. 1 411-1 433.– Londe, P., & B. Tardieu (1977). Practical

rock foundation design for dams. Proceedings 16th U.S. Symposium on Rock Mechanics, ASCE, New York, pp. 115-138.– Wittke, W. & G.A. Leonards (1987). RetrospectiveComments: Modified Hypothesis for Failure of TheMalpasset Dam. Engng. Geol., 24, pp. 367-394.– Wittke, W. & G.A. Leonards (1987). RetrospectiveComments: 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.

REPRINTED FROM The Ingeokring Newsletter, double issue 2007 / 2008, used with permission.

FIGURE 8COMPLETION OF

PLOT TO DEFINE

SAFE (LIGHT BLUE)

AND DANGER ZONE

(LIGHT YELLOW)

FOR WATER

PRESSURES

SUPERIMPOSED ON

FRICTION ISO-LINES

KINEMATICS OF

POSSIBLE

MOVEMENT.


10 E J A A R G A N GN U M M E R 3J U L I 2 0 0 8

Op weg naar een Nederlandse ontwerprichtlijn voor paalmatrassen 1

25 jaar NGO 7-8 september tijdensEuroGeo4 in Edinburgh

Subsponsors

Colbond BVPostbus 96006800 TC ArnhemTel. 026 - 366 4600Fax 026 - 366 5812E-mail [email protected]

Ten Cate Geosynthetics Netherlands BVPostbus 2367600 AE AlmeloTel. 0546 - 54 48 11Fax 0546 - 54 44 90www.tencate.com

NAUE BeneluxGewerbestrasse 232339 Espelkamp-FiestelDuitslandTel. +49 5743 41-0Fax +49 5743 41-240E-mail [email protected]

De collectieve leden van de NGO zijn:

1. Bonar Technical Fabrics NV, Zele2. Bouwdienst Rijkswaterstaat, Utrecht3. Colbond BV, Arnhem4. CUR, Stichting, Gouda5. Enviro Advice BV, Nieuwegein6. Fugro Ingenieursbureau BV,

Leischendam7. Genap BV, ‘s-Heerenberg8. Deltares, Delft9. Geotechnics Holland BV, Amsterdam10. GeoTipptex Kft, Koudekerk a/d Rijn11. Geopex Product (Europe) BV,

Gouderak12. Holcim Grondstoffen BV,

Krimpen a/d IJssel13. Movares Nederland BV, Utrecht14. Intercodam Infra BV, Amsterdam15. InfraDelft BV, Delft16. Joosten Kunststoffen, Gendt17. Kem Products NV,

Heist op den Berg (B)18. Kiwa NV, Rijswijk19. Naue Benelux BV, Dongen20. Ooms Nederland Holding, Scharwoude21. Pelt & Hooykaas BV, Rotterdam22. Prosé Kunststoffen BV, Britsum

23. Quality Services BV, Bennekom24. Robusta BV, Genemuiden25. Rijkswaterstaat DWW, Delft26. Schmitz Foam Products BV,

Roermond27. Stybenex, Zaltbommel28. Ten Cate Geosynthetics

Netherlands BV, Almelo29. Tensar International BV,

Oostvoorne30. Terre Armee BV, Waddinxveen31. TNO Ind. Div. Prod Onderzoek,

Eindhoven32. T&F Handelsonderneming BV,

Oosteinde33. Trisoplast® Mineral Liners,

Kerkdriel34. Unidek BV, Gemert35. Van Oord Dredging and Marine

Contractors, Rotterdam36. Van Oord Nederland BV,

Gorinchem37. Voorbij Groep BV, Amsterdam38. Zinkcon Boskalis Baggermij.,

Papendrecht39. Ceco BV, Maastricht

64 GEOkunst – juli 2008

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.

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

Ruim 30 jaar ervaring in onderzoek, ontwik-keling, productie en levering van producten voor grondwapening en stabilisatie maakt Colbond uw juiste partner voor ontwerp, levering en begeleiding.

Colbond bvPostbus 96006800 TC ArnhemTel.: 026 366 4600Fax: 026 366 [email protected]

Enkagrid®

Steil talud, Noorder Dierenpark Emmen,

gewapend met Enkagrid PRO

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

Enkagrid PRO

Geokunst wordt mede mogelijk gemaakt door:

Colofon

Geokunst wordt uitgegeven door deNederlandse Geotextielorganisatie. Het is bedoeld voor beleidsmakers,opdrachtgevers, ontwerpers, aannemers en uitvoerders van werken in de grond-,wegen waterbouw en de milieutechniek.Geokunst verschijnt vier maal per jaar enwordt op aanvraag toegezonden.

TekstredactieC. SlootsEindredactieS. O’HaganRedactieraadC. Brok, A. Bezuijen, M. Duskov, J. van Dijk,W. Kragten, R. de NietProductieUitgeverij Educom BV, Rotterdam

Een abonnement kan worden aangevraagd bij:Nederlandse Geotextielorganisatie (NGO)Postbus 70533430 JB NieuwegeinTel. 030 - 605 63 99Fax 030 - 605 52 49www.ngo.nl

GEOkunst – juli 2008 65

Van de redactieIn de vorige uitgave van Geokunst heeft Jan Heemstra ons laten zien hoe Prof.Keverling Buisman in de eerste helft van de vorige eeuw constructies bedacht, ontwierp en toepaste, waarbij voor het eerst wegen in zettingsgevoelige gebiedenwerden aangelegd op matrassen. De matrassen die hij gebruiktewaren de uit de klassieke waterbouw bekende zinkstukken vanrijshout. Er waren een paar praktische problemen: de zinkstukkenmoesten zakken tot onder het grondwaterniveau anders zouden ze gaan rotten. Hoewel de constructie ervoor zorgde dat de belastingen werden gespreid, waardoor de weg veel minder engelijkmatiger zakte, bleef het wel zakken in de slappe ondergrond.Er werd in die dagen niet gerekend aan de matrassen, wel rekeninggehouden met de omstandigheden door een licht, zwaar of zeerzwaar zinkstuk te kiezen. Dit idee was de voorloper van de modernepaalmatrassystemen, waarin het rijshouten zinkstuk is vervangendoor een matras bestaande uit in geogrids omhulde granulairfunderingsmateriaal en het geheel op palen is gefundeerd.

Het is in deze tijd ondenkbaar dat een constructie wordt toegepast,die niet is doorgerekend. Voor paalmatrassen is in Nederlandechter nog geen norm beschikbaar. Daarom is een CUR werkgroep‘Ontwerprichtlijn paalmatrassen’ opgezet. De subcommissie‘Rekenmodellen’ van deze werkgroep is bezig een Nederlandseontwerprichtlijn op te stellen voor het ontwerp van de paalmatras-constructie. Alle leden van deze subcommissie hebben bijgedragenaan het artikel Op weg naar een Nederlandse ontwerprichtlijn voorpaalmatrassen 1. Hierin wordt verslag gedaan van een casestudie.Varianten in constructies worden doorgerekend met de beschik-bare rekenmodellen. Suzanne van Eekelen et al bespreken deinzichten, uitgangspunten, beperkingen, verschillen en overeen-komsten van de bestaande rekenmodellen en geven de stand vanzaken op een heldere en duidelijke wijze weer. In de volgendeGeokunst wordt theorie met praktijk vergeleken, als de reken-modellen 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 NGO-leden onder u zich hebben opgegeven voor de viering van het 25jarig jubileum van de NGO op 7 en 8 september in bij EuroGeo4 inEdinburgh?

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’HaganEindredacteur Geokunst

In de vorige GeoKunst, nr. 2, 2008, schreef JanHeemstra over innovaties uit het verleden omstabiele weglichamen in slappe bodemgebiedente maken. Hij beschreef rijzenbedden (een zink-stuk met wiepen van rijshout, ofwel een soortmatras gewapend met wiepen). Die constructieis te zien als voorloper van de paalmatrassystemen,die op dit moment aan populariteit winnen.

In de tijd van Keverling Buisman rekende mennog niet aan de zinkstukken zelf. Men koos,afhankelijk van de betekenis van de weg, voor een lichte, een zware of een zeer zwareconstructie.Vandaag de dag rekenen we wel tijdens het ont-werpproces. Voor paalmatrassen is in Nederlandechter nog geen norm beschikbaar. Daarom iseen CUR werkgroep in het leven geroepen dieeen Nederlandse ontwerprichtlijn zal opstellen,voor het ontwerp van de matras, de palen en degehele paalmatrasconstructie.

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

Samenvatting


Verslag van een casestudie


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

Steeds vaker worden in Nederland paal-matrassystemen toegepast, meestal vanwegede korte bouwtijd en het feit dat vrijwel geenzetting optreedt. Nederlandse ontwerpricht-lijnen voor deze systemen zijn momenteelechter niet beschikbaar. Daarom is een CUR werkgroep bezig met het opstellen vandergelijke richtlijnen, waarbij sterk wordtgekeken naar bestaande en in ontwikkelingzijnde buitenlandse richtlijnen. In deze publi-catie worden de beschikbare internationalenormen vergeleken aan de hand van vergelij-kende berekeningen. Deel 2 van deze publicatie, in de volgende Geokunst, zalingaan op langdurige metingen aan eenbestaand Nederlands project, de Kyotoweg.

Aan deze publicatie is meegewerkt door deleden van de CUR-werkgroep ‘Ontwerprichtlijnpaalmatrassen', subcommissie‘Rekenmodellen': ir. Marijn Brugman, ArtheCivil & 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, IngenieursbureauGeologics, ing. Constant Brok, HueskerSynthetic en ir Rudolf Andringa, RotterdamGemeentewerken

Foto 1 Paalmatras met AuGeo palen A15.

van de met geokunststof gewapende matras.Hiervoor is een aantal rekenmodellen geselec-teerd. Deze publicatie doet verslag van eencasestudie, waarbij de berekeningsmethodenonderling zijn vergeleken en een parameter-studie is uitgevoerd.

Beschrijving te valideren ontwerpmethodenIn een vroeger CUR rapport uit 2002 (CUR 2002-7) wordt voor het ontwerp van een matras expli-ciet onderscheid gemaakt tussen het ‘hangmat-of membraanmodel’ en het ‘interlockingmodel',dat in CUR 2002-7 nog ‘granulaatmatrasmodel’wordt genoemd (Bush-Jenner). Al deze modellenzijn gebaseerd op het verschijnsel boogwerking. In het interlockingmodel zijn meerdere lagengeogrid wapening aanwezig met daartussengranulaat. De twee model-principes gevenechter heel verschillende resultaten metbetrekking tot de trekkracht in de wapening.Omdat er meer wetenschappelijk onderzoekvoor hangmatmodellen beschikbaar is, of hetin ieder geval beter gedocumenteerd is, heeftde CUR werkgroep haar aandacht eerst vooralgericht op de hangmatmodellen, en wel op demodellen in de British Standard, BS8006, en deDuitse concept-norm, EBGEO, hoofdstuk 6.9.Dit artikel geeft weliswaar een uitleg van dedrie beschouwde rekenmethoden, maar gaatin de berekeningen alleen in op de twee hang-matmodellen

BS8006De British Standard BS8006 heeft zijn formulesgebaseerd op de formule die Marston in 1913voorstelde voor pijpleidingen. Met die formuleswordt uitgerekend welk aandeel van de belas-ting rechtstreeks naar de palen gaat. De belas-ting die niet rechtstreeks naar de palen gaat,moet worden gedragen door de geokunststofwapening (hangmatmodel). BS8006 geeft formu-les voor de berekening van de trekspanning inhet geokunststof. BS8006 gaat er verder van uitdat alle belasting uiteindelijk naar de palen gaaten de ondergrond in het geheel geen ondersteu-

ning geeft aan de matras.

De formules voor de krachtsoverdracht zijn ver-schillend voor stuit- en kleefpalen. BS8006 gaatervan uit dat stuitpalen zich stijver gedragenwaardoor er meer belasting rechtstreeks naar depalen gaat. Bij kleefpalen gaat dan een groterdeel van de belasting via de wapening naar depalen, waardoor de trekkracht in de wapeninggroter is dan in geval van stuitpalen. Hierbij gaatBS8006 er blijkbaar vanuit dat de ondergrondwel degelijk gedeeltelijk meedraagt, anders zoude matras het verschil niet kunnen voelen tussenstuit- en kleefpalen. Rekenkundig wordt diebijdrage van de ondergrond echter niet meege-nomen. Het rekenen met de kleefpaalformuleskan dus alleen worden toegepast als men erzeker van is dat de ondergrond blijft meedragen. Omdat de ondergrond volgens BS8006 geenondersteuning geeft aan de matras mag worden

gewerkt met een holte onder de matras, en datgebeurt in de praktijk geregeld. In dat gevalheeft het geen zin om te rekenen met een onder-scheid tussen kleef- en stuitpalen. Er moet danworden gerekend met stuitpalen. Een systeemvan meezakkende palen en permanente onder-steuning van de matras door de ondergrond valtniet onder het toepassingsgebied van BS8006.

De formules van BS8006 zijn niet geheel consis-tent. Zo klopt het verticale evenwicht niet altijd,en is de methode niet volledig 3D. Van Eekelenen Bezuijen (2008) gaan hier op in.

EBGEOZaeske heeft in de groep van professor Kempfertvoor zijn promotiewerk een groot aantal proevenuitgevoerd en een wiskundig consistent model inelkaar gezet waarop de formules van EBGEO*zijn gebaseerd. In het rekenmodel wordt eerst

Figuur 1 Hangmatmodel- versus interlockingmodel.

Foto 2 Houten palen voor paalmatras Zuidelingedijk Gorinchem.


de belasting van aardebaan en verkeer verdeeldin een deel dat rechtstreeks op de palen werkt,en een restdeel. In een tweede rekenstap wordtdat restdeel verdeeld over de wapening en deslappe ondergrond, afhankelijk van de stijfheidvan de wapening en de beddingsconstante vande ondergrond. Het is ook mogelijk om uit tegaan van een niet-blijvend dragende onder-grond, door de ondergrond ‘uit’ te zetten (beddingsconstante k = 0).

BUSH-JENNER of de‘advanced arching model’Het Bush-Jenner model gaat ervan uit dat er eeninterlocking-effect optreedt tussen geogridwapening en granulaat waardoor er gerekendkan worden met boogwerking met een zeer lageboog. Dit leidt tot een ontwerp met een geo-kunststof-wapening met een relatief lage sterk-te. In een latere fase van het onderzoek zal dewerkgroep proberen om dit interlocking-effectaan te tonen met eindige elementenberekeningenen experimenten, om ook deze rekenregel tevalideren. Wanneer het mogelijk blijkt het‘interlocking-effect’ analytisch in het Bush-Jenner model te verdisconteren, kunnen matras-sen met één laag of meerdere lagen wapeningbeide in de Nederlandse ontwerprichtlijnworden beschreven.

Validatie van de ontwerpregelsOm de Britse norm BS8006 en de Duitse concept-norm EBGEO te valideren, gaan we in dit artikelin op een uitgebreide serie berekeningen, waar-

bij EBGEO- en BS8006 berekeningen wordenvergeleken met numerieke (Plaxis-)berekeningen. In het volgende nummer van GeoKunst wordenEBGEO- en BS8006 berekeningen vergelekenmet de resultaten van 2 jaar meten aan deKyotoweg, een wegvak op houten palen bijSchelluinen.

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

aardebaan, zie figuur 2. De hart-op-hart afstandvan de palen en de maten van de ronde paaldek-sels zijn verschillend, verder zijn de cases identiek.Voor beide cases is een aantal variatiestudiesuitgevoerd, waarbij steeds één parameter isgevarieerd terwijl de overige parametersconstant zijn gehouden.

Beschrijving analytische berekeningen De berekeningen met BS8006 en EBGEO zijnuitgevoerd conform de formules in die normen.Daarbij worden enkele opmerkingen gemaakt: De dimensies van de paaldeksels worden zógekozen, dat het oppervlak van de vierkanteBS8006-paaldeksels en de ronde EBGEO-paal-deksels gelijk is. Verder wordt de stijfheid EA van de geokunst-stof wapening voor zowel BS8006 als EBGEO alsinvoerparameter beschouwd. Voor de BS8006 isde stijfheid echter geen invoerparameter. De rekis een invoerparameter, waarna de trekspanningin de wapening wordt uitgerekend. Met deze reken de trekspanning is dan achteraf de stijfheidvan de wapening te berekenen. Voor de vergelij-kende berekeningen is de invoerrek voor deBS8006 berekeningen zo gekozen zodat destijfheid van de wapening de juiste was.Bij alle berekeningen wordt er vanuit gegaandat de ondergrond geen ondersteuning geeftaan de matras. De extra trekkracht in dewapening onder het talud van de ophoging is indeze vergelijking buiten beschouwing gelaten.

Beschrijving numerieke berekeningenEr zijn twee types axiaal-symmetrische


Foto 3 Geogrid wapening paalmatras zuidelingedijk Gorinchem.

Figuur 2 Dunne en dikke aardebaan.

Case 1: Dunne aardebaan Case 2: Dikke aardebaan

Plaxisberekeningen uitgevoerd: een type datsnel kan rekenen, en ter verificatie een veelcomplexer type. Bij het snelle type is de slappeondergrond genegeerd (uitgezet) en een éénmeter lange paal gemodelleerd. Bij het com-plexere model is de slappe ondergrond gemodel-leerd met het Softsoil-creep model. De (gedrai-neerde) ondergrond ‘kruipt’ tijdens de bereke-ning onder de matras weg. In de eindsituatiedraagt de ondergrond niet meer mee.

In beide modellen is de matras gemodelleerdmet het Hardeningsoil model. De geokunststofwapening is gemodelleerd zonder interface-ele-menten, waarmee een maximale wrijving tussengranulaat en geokunststof wordt verkregen.Uit de berekeningen blijkt dat het eenvoudigeen complexe rekenmodel zeer vergelijkbareresultaten geeft (minder dan 10% verschil inde totale krachten op de paaldeksels entrekspanningen in de wapening). Daarom wordenin de figuren alleen de resultaten gegeven vande eenvoudige Plaxisberekeningen.

Rekenresultaten vergelekenIn figuren 3a en b op de volgende twee pagina’szijn de berekeningsresultaten voor de dunne ende dikke aardebaan samengevat.

Bush-Jenner geeft in vergelijking met de anderemethoden zeker tien keer zo lage trekkrachten inde geogrids. De basisgedachte van Bush-Jenner(interlockingmodel) verschilt echter erg van dievan EBGEO en BS8006 (hangmatmodel), waar-door de modellen niet vergelijkbaar zijn en deBush-Jenner resultaten zijn weggelaten. Weconcentreren ons op de verschillen tussen deresultaten van BS8006, EBGEO en Plaxis.

De Britse BS8006 gebruikt voor het geokunst-stof de rek als invoerparameter, terwijl EBGEOen Plaxis de stijfheid van het geokunststof alsinvoerparameter hanteren. Voor de vergelijkendeberekeningen is ervoor gekozen om de invoer-rek van BS8006 steeds zo te kiezen, dat destijfheid van het geokunststof gelijk is aan diezoals gebruikt in de andere berekeningen. Het bleek nodig om in sommige gevallen eenbijzonder 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 ontoelaatbaarzijn. In dit geval was het doel echter eenvergelijkende studie uit te voeren.

Er is een opvallende overeenkomst tussen deresultaten van de berekeningen met EBGEO en

de resultaten uit de Plaxis berekeningen. Ditgeldt althans voor alle dikkere aardebanen (allecase 2 - berekeningen en het rechterdeel van degrafiek bij de variatie van de aardebaandiktebij case 1). Voor de dunnere aardebaan wordtde zeer sterke overeenkomst alleen gevondenals de stijfheid van het geokunststof in dePlaxisberekeningen wordt vergroot, van 1500naar ongeveer 4500 kN/m2. Als er bij bijvoor-beeld H = 1,25 m in case 1 wordt gerekend metEA = 1500 kN/m2, dan vindt Plaxis een circa20% lagere trekspanning dan EBGEO.

Mogelijk wordt dit verschil veroorzaakt door

een verschil in dilatantie van het granulaat in dematras. Wij gebruiken in de Plaxis berekeningeneen menggranulaat (ϕ’ = 37.5o) en de dilatantie(ψ) wordt standaard aangehouden op ϕ’ - 30o.In de proeven van Zaeske is gebruik gemaaktvan zand als aanvulmateriaal. Het rapport vanZaeske hanteert een ϕ’-waarde van 38o en eenψ-waarde van 11o.

Vanaf een bepaalde aardebaandikte (H > 1,4(s–a))geeft de BS8006 bij een verder stijgende aarde-baandikte een constante trekspanning in dewapening. Dit komt door de aanname vanBS8006 dat bij volledige boogwerking alle


Foto 4 Paalmatras voor bastions Almere.

Figuur 3a Dunne aardebaan: curves 1-3.


extra belasting of aardebaandikte niet wordtovergedragen 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 variërenvan de hart-op-hart afstand tussen de palengeven vergelijkbare resultaten (een grotere hart-op-hart afstand is vergelijkbaar met een kleinereaardebaandikte). Daarom zijn alleen de resul-taten voor de aardebaandiktevariatie gegeven.

Niet in de grafieken, maar wel belangrijk is datde trekspanning in het geokunststof volgensBS8006 niet wordt beïnvloed door de inwendigewrijvingshoek van het vulmateriaal van de aardebaan (het granulaat). Dit komt omdat deboogwerking binnen het model van BS8006 niet afhankelijk is van de eigenschappen van de aardebaan. EBGEO en Plaxis kennen dieafhankelijkheid wel. De inwendige wrijvingshoekheeft in BS8006 overigens wel invloed op detrekspanning in de wapening ten gevolge van despreidkrachten in de aardebaan, maar dat valtbuiten de context van dit artikel.

Bij het toenemen van de aardebaandikte of depaaldekselmaat, vindt BS8006 voor case 1 eenknik in de lijn voor de trekspanning. Deze wordtveroorzaakt doordat BS8006 onderscheid maakttussen gedeeltelijke en volledige boogwerking(bij H = 1,4 (s-a)) en de formules niet goed opelkaar aansluiten. Uiteraard wordt deze knik nietgevonden met EBGEO en Plaxis.

Bij de heel dunne aardebaan vindt BS8006gedeeltelijke boogwerking en daarmee eenhogere trekspanning in de wapening. Deze hogewaarden worden mede veroorzaakt doordat deBritse norm een 2D configuratie gebruikt voorhet bepalen van de lijnbelasting op de wape-ningsstrook tussen twee aangrenzende paaldek-sels. Als er was uitgegaan van een 3D configura-tie (palen in plaats van muren onder de matras),dan zou de belasting anders worden verdeeld,en zou een lagere trekspanning in de wapeningworden gevonden.

ConclusiesDe gevonden overeenkomsten in resultaten tus-sen de Plaxis berekeningen (voor de dikkereaardebanen) en de berekeningen volgens EBGEOlijken op dit moment een sterk argument te zijnvoor de EBGEO als ontwerpmethode. Eenbezwaar tegen EBGEO kan misschien zijn datdeze nog (steeds) niet definitief is vastgesteld. BS8006 is niet erg consistent in verticaal even-wicht en in de formules voor gedeeltelijke en

Case 1: dunne aardebaan

30 kPa

1500 kN/m’

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

Puin

g = 20 kN/m3

j = 37,5 kN/m3

6 kPa

Basisberekening

holte: 0 kN/m

1,25 m

1,75 m

0,50 m

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

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

0

100

200

300

400

500

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)

trek

span

nin

g //

weg

as (

kN/m

')

EBGEO

BS 8006 STUIT

Plaxis Model A

(holte), EA=4500

Plaxis Model A

(holte), EA=1500

Plaxis Model A: niet stabiel


0

100

200

300

400

500

1,00 2,00 3,00 4,00 5,00 6,00

aardebaandikte H (m)

trek

span

nin

g //

weg

as (

kN/m

')

EBGEO

BS 8006 STUIT

Plaxis Model A

(holte), EA=4500

Plaxis Model A

(holte), EA=1500


0

100

200

300

400

500

500 1500 2500 3500 4500 5500 6500 7500

stijfheid geotextiel EA (kN/m)

trek

span

nin

g //

weg

as (

kN/m

')

EBGEO

BS 8006 STUIT

Bush-Jenner

Plaxis model A

(holte)

Case 1: Dunne aardebaan

Figuur 3b Dikke aardebaan: curves 4-6.



Case 2: dikke aardebaan

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

Basisberekening

Geeft de ondergrond steun of wordt er gerekend met een holte: waarde beddingsconstante Holte: 0 kN/mAardebaandikte H (tussen bovenkant paalkop en aangrijppunt verdeelde verkeersbelasting) variabel

Hart op hartafstand palen 1,00 m

(Equivalente) diameter paaldeksels 0,30 m

Materiaal ophoging Puin en daarboven

Materiaal ophoging soortelijk gewicht g = 20 kN/m3

Materiaal ophoging inwendige wrijvingshoek j = 37,5 kN/m3

Gewicht asfalt plus fundering 6kPa

Verkeersbelasting (conform conceptrapportage C147/1) grijpt aan op 50 cm diepte 30kPa

langeduur-rekstijfheid geotextiel richting wegas bij 4,5% rek 1500 kN/m'


0

100

200

300

400

500

0,00 0,05 0,10 0,15 0,20 0,25 0,30 0,35 0,40

doorsnede paaldeksel (m2)

tre

ks

pa

nn

ing

//

we

ga

s (

kN

/m')

EBGEO

BS 8006 STUIT

Plaxis Model A(holte), EA=4500



0

100

200

300

400

500

4,00 5,00 6,00 7,00 8,00 9,00

aardebaandikte H (m)

tre

ks

pa

nn

ing

//

we

ga

s (

kN

/m')

EBGEO

BS 8006 STUIT




0

100

200

300

400

500

500 1500 2500 3500 4500 5500 6500 7500

stijfheid geotextiel EA (kN/m)

tre

ks

pa

nn

ing

//

we

ga

s (

kN

/m')

EBGEO

BS 8006 STUIT

Bush-Jenner

Plaxis Model A(holte)

volledige boogwerking. Ook dat versterkt devoorkeur voor EBGEO.

VervolgonderzoekIn de volgende GeoKunst worden EBGEO enBS8006 berekeningen vergeleken met veld-metingen aan de Kyotoweg.Met dank aanDelft Cluster, Deltares en CUR Bouw en Infra

*Momenteel is alleen een concept van deze norm uit juli 2004 beschikbaar.

Referenties– British Standard, BS 8006 (1995) Code ofpractice for strengthened/reinforced soils andother fills. BSi, including amendments Mach 1999.

– EBGEO: Entwurf der Empfehlung ‘BewehrteErdkörper auf punkt- oder linienförmigenTraggliedern’, juli 2004, Entwurf EBGEO Kapitel6.9. Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V.(DGGT). Fachsektion ‘Kunststoffe in derGeotechnik’ Arbeitskreis AK 5.2 ‘Berechnungund Dimensionierung von Erdkörpern mitBewehrungen aus Geokunststoffen’.

– CUR rapport 2002-7 Gewapende granulaat-matras op palen, Toepassing, ontwerp- enuitvoeringsaspecten ISBN 90 3760 262 2.

– 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 BritishStandard BS8006, wordt gepubliceerd in deProceedings van EuroGeo4, paper number 315,September 2008, Edinbourgh, Schotland.

– Jan Heemstra, 2008, Wat wij nu nog vanKeverling Buisman kunnen leren: De betekenisvan klassieke matrassen in de wegenbouw voor de paalmatras van vandaag.GeoKunst juli 2008, nr. 2, blz 54-57.

– Zaeske, D. (2001), Zur Wirkungsweise vonunbewehrten und bewehrten mineralischenTragschichten über Pfahlartigen Gründungs-elementen. Schriftenreihe Geotechnik, Uni Kassel, Heft 10, Februar 2001.

Case 2: Dikke aardebaan

i95_GEO 3 Cover

Documents

Transcript of i95_GEO 3 Cover