Werkdocument Verborgen Veiligheden

Werkdocument Verborgen

Veiligheden

CUR-commissie C193

"Draagvermogen van funderingspalen"

1205445-000

© Deltares, 2012

Ruud Stoevelaar/Adam Bezuijen, Deltares

Wim Nohl/Hein Jansen/Flip Hoefsloot. Fugro

Geerhard Hannink, Gemeentewerken Rotterdam

Titel

Werkdocument Verborgen Veiligheden

Opdrachtgever

CUR Gouda Project

1205445-000 Kenmerk

1205445-000-GEO-0001-

gbh

Pagina's

88

Trefwoorden

Draagvermogen, funderingspalen, Koppejan, draagkracht

Samenvatting

In Nederland wordt de berekeningsmethode voor het bepalen van het draagvermogen van

funderingspalen in de NEN-EN normen voorgeschreven. Het draagvermogen voor de

paalpunt wordt berekend op basis van sondeergegevens met de methode Koppejan (ook wel

4d-8d methode genoemd). Voor verschillende paaltypen schrijft de norm dezelfde

berekeningswijze voor, echter met toepassing van zogenaamde paalfactoren, die de invloed

van het paaltype en de wijze van installeren in rekening brengen.

Uit recent onderzoek in het kader van Delft Cluster, vastgelegd in CUR 229 (CUR 2010) en

(Van Tol, Stoevelaar et al. 2010) volgt dat de werkelijke draagkracht van de paalpunt

gemeten bij proefbelastingen op geheide palen gemiddeld 67% bedraagt van het, met de

methode Koppejan, berekende draagvermogen. Voor ondiep in de zandlaag geplaatste palen

ligt dit percentage wat hoger, voor dieper geplaatste palen ligt het percentage op 60%. Het

berekende schachtdraagvermogen blijkt wel goed overeen te komen met de gemeten

schachtwrijving. Het onderzoek is uitgevoerd op basis van een verzameling van circa 25

kwalitatief hoogwaardige proefbelastingen en omvatte zowel geprefabriceerde beton palen

als gesloten stalen buispalen.

In deze rapportage wordt ingegaan op het onderzoek naar een aantal aspecten die bijdragen

aan de verborgen veiligheid en worden aanbevelingen gedaan voor het inrichten van

vervolgonderzoek.

Versie Datum Auteur Paraaf Review Paraaf Goedkeuring Paraaf

Mei 2012 Ir. R. Stoevelaar/

Dr.ir. A. Bezuijen

Prof.ir. A.F. van Tol Ing. A.T. Aantjes

Status

definitief

1205445-000-GEO-0001, 23 mei 2012, definitief


i

Inhoud

Voorwoord 1

1 Inleiding 3

2 Achtergrond 5

3 Veiligheid 7 3.1 Inleiding 7 3.2 Inventarisatie mogelijke verborgen veiligheden 8 3.3 Windbelasting 9

4 Onderzoek in buitenland 11 4.1 Noorwegen 11 4.2 Axelsson: Metingen aan geïnstrumenteerde paal in zand 12

5 Draagkrachtverandering in de tijd 21 5.1 Resultaten quick-scan 21 5.2 Verandering van de zandeigenschappen 26 5.3 Relatie schachtwrijving-puntdraagkracht 26 5.4 De mechanismen achter set-up van de wrijving 29

5.4.1 Wateroverspanningen 29 5.4.2 Horizontale spanningen en kruip 29 5.4.3 Dilatantie en kruip 29 5.4.4 Alternatieve verklaring voor resultaten Axelsson 30 5.4.5 Samenvattende beschrijving set-up mechanisme 32

5.5 Effect wisselende belastingen 33 5.6 Empirische relaties trekcapaciteit 37 5.7 Beschikbare Nederlandse proefgegevens 38

5.7.1 Veldproeven 38 5.7.2 Centrifugeproeven 38

5.8 Aanbevelingen voor praktijk 41 5.9 Aanbevelingen voor uit te voeren proeven 43

6 Blijvende kracht aan de paalpunt 45 6.1 Inleiding 45 6.2 Metingen 45 6.3 Conclusie 48

7 Afsnuiten – limietwaarden 49 7.1 Inleiding 49 7.2 Algemene beschouwing 49 7.3 Puntweerstand 50

7.3.1 Huidige regelgeving en achtergrond 50 7.3.2 Literatuurstudie 51

7.4 Schachtwrijving 52 7.4.1 Huidige regelgeving en achtergrond 52 7.4.2 Literatuurstudie 53

ii



7.5 Conclusie 54

8 Verdichting door groepseffect 55 8.1 Verdichting in relatie tot qc - factor f1 55 8.2 Spanningsverhoging ondergrond - factor f2 57 8.3 Praktijkmetingen 57

8.3.1 Bouwput Oosterdokseiland Amsterdam 57 8.3.2 Bouwput HSL Ringvaartaquaduct 59 8.3.3 Westpoort Amsterdam 61

8.4 Literatuur 63 8.5 Geologie - locatie – heterogeniteit 64 8.6 Conclusie 64

9 Invloed positieve wrijving - base effect 67 9.1 Algemene beschouwing 67 9.2 Literatuur 67 9.3 Conclusie 69

10 Wijze van beproeven - invloed reactiepalen 71 10.1 Huidige regelgeving 71 10.2 Aanbevelingen 72

11 Windbelasting 73 11.1 Inleiding 73 11.2 Achtergrond 73 11.3 Aanpak 73 11.4 Beschouwd gebouw 74 11.5 Rekenmodellen 76

11.5.1 MFoundation 76 11.5.2 INTER 77

11.6 Berekeningen 78 11.6.1 MFoundation 78 11.6.2 INTER 81

11.7 Conclusies windbelasting 83

12 Conclusies 85

13 Referenties 87

Bijlage(n)

A Draaiboek vaststellen paalfactoren A-1

B Berekeningen met MFoundation B-1



1

Voorwoord In 2010 is CUR-publicatie 229 verschenen onder de titel “Axiaal draagvermogen van funderingspalen”. Het doel was ondermeer om: - op basis van eerder uitgevoerde proefbelastingen de betrouwbaarheid van bestaande

rekenmodellen voor de draagkracht van op druk belaste palen nader te analyseren; - een eenduidige inschaling van paalsystemen vast te stellen in de systematiek van NEN

6743 en het bepalen van de meest optimale alpha p en alpha s waarden voor de in Nederland gangbare paalsystemen.

Door gebrek aan uitgevoerde proefbelastingen zijn deze beide doelstellingen slechts ten dele gehaald (alleen voor de prefab funderingspalen). Dat betekent dat er onzekerheid blijft bestaan met betrekking tot de veiligheid van het draagvermogen. De normcommissie heeft besloten dat de alpha p en alpha s waarden die nu in de tabel van NEN 6743 staan, hun geldigheid in 2016 verliezen en dat die waarden dan met 30% worden verminderd. De sector is opgeroepen om middels proefbelastingen de werkelijke alpha p en alpha s waarden vast te stellen. Daarmee komt dan duidelijkheid en eenduidigheid ten aanzien van het draagvermogen van funderingspalen.

De praktijk van paalfunderingen in Nederland toont aan dat de huidige ontwerpregels in de

praktijk voldoen in die zin dat geen aanwijsbaar grotere zakkingen optreden dan volgens de

norm verwacht mag worden. Het feit dat in de praktijk niet regelmatig problemen ontstaan

met paalfunderingen (zoals excessieve zakkingen) betekent dat er in de gehele systematiek

een aantal verborgen veiligheden moet zitten.

Daarom heeft CUR-commissie C193 “Draagvermogen van funderingspalen” afgesproken om

een vooronderzoek uit te voeren naar de verborgen veiligheden. De thans voorliggende

rapportage geeft daarvan de resultaten.

Tijdens het vaststellen van deze rapportage was CUR-commissie C193 “Draagvermogen van

funderingspalen” als volgt samengesteld:

Ir. G. Hannink, voorzitter Gemeentewerken Rotterdam/NEN

Ing. A. Jonker, secretaris en coördinator CUR Bouw & Infra

Ir. B.J. Admiraal Namens NVAF

Dr.ir. P. van den Berg Deltares

Prof.dr. ir. A. Bezuijen Deltares

Ir. P.M.C.B.M. Cools RWS Dienst Infrastructuur

Ir. H.R.E. Dekker RWS Dienst Infrastructuur

Ing. P. Groen Namens AB-FAB

Ing. A.F. Groeneweg Namens NVAF

Ir. F.J.M. Hoefsloot Fugro GeoServices

Ir. H.L. Jansen Fugro GeoServices

Ir. P.J.C.M. de Kort Namens NVAF

Ing. H.J.C. Laurijsen Namens AB-FAB

Ir. A.J. van Seters Fugro GeoServices/NEN

Ir. R. Stoevelaar Deltares

Prof.ir. A.F. van Tol Deltares

L. Walraven Namens AB-FAB

2



Om dit vooronderzoek mogelijk te maken werden financiële bijdragen geleverd door:

AB-FAB

Deltares

Fonds Collectief Onderzoek GWW (FCO)

Fugro GeoServices BV

Gemeenten (G4)

NVAF

RWS Dienst Infrastructuur

CURNET spreekt dank uit aan deze instanties, alsmede aan de leden van de commissie, die

de realisatie van deze rapportage mogelijk hebben gemaakt.

juni 2012

Het bestuur van CURNET



3

1 Inleiding

In Nederland wordt de berekeningsmethode voor het bepalen van het draagvermogen van

funderingspalen in de NEN-EN normen voorgeschreven. Het draagvermogen voor de

paalpunt wordt berekend op basis van sondeergegevens met de methode Koppejan (ook wel

4d-8d methode genoemd). Voor verschillende paaltypen schrijft de norm dezelfde

berekeningswijze voor, echter met toepassing van zogenaamde paalfactoren, die de invloed

van het paaltype en de wijze van installeren in rekening brengen.

Uit recent onderzoek in het kader van Delft Cluster, vastgelegd in CUR 229 (CUR 2010) en

(Van Tol, Stoevelaar et al. 2010) volgt dat de werkelijke draagkracht van de paalpunt

gemeten bij proefbelastingen op geheide palen gemiddeld 67% bedraagt van het, met de

methode Koppejan, berekende draagvermogen. Voor ondiep in de zandlaag geplaatste palen

ligt dit percentage wat hoger, voor dieper geplaatste palen ligt het percentage op 60%. Het

berekende schachtdraagvermogen blijkt wel goed overeen te komen met de gemeten

schachtwrijving. Het onderzoek is uitgevoerd op basis van een verzameling van circa 25

kwalitatief hoogwaardige proefbelastingen en omvatte zowel geprefabriceerde beton palen

als gesloten stalen buispalen, zie Figuur 1.1.

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.2

1.4

1.6

perfect fit

measu

red/c

alc

ula

ted

0 5 10 15 20 25

Length/Diameter in sand Figuur 1.1 Vergelijking tussen gemeten en berekende puntdraagkrachten afhankelijk van de paalpuntdiepte in het

zand (Stoevelaar, Bezuijen et al. 2011)

Voor zowel punten schachtwrijving geldt dat de variatie in de resultaten aanzienlijk is (30-

35%). Op de andere paaltypen (in de grond gevormde (idgg) palen) zijn onvoldoende

kwalitatief hoogwaardige proefbelastingen uitgevoerd om een zelfde analyse uit te voeren.

Voor in de grondgevormde palen is nog niet bekend of het draagvermogen bepaald uit

proefbelastingen eveneens kleiner is dan berekend met de methode Koppejan. Bovendien

hangt het draagvermogen van dit type paal veel meer af van de wijze van installatie dan bij

de geprefabriceerde palen.

4



Een andere uitkomst van het Delft Cluster/CUR onderzoek is het feit dat de spreiding in de

resultaten erg groot is. De gemiddelde waarde van p voor de prefab palen bedroeg dus 0,67.

De praktijk van paalfunderingen in Nederland toont aan dat de huidige ontwerpregels in de

praktijk voldoen in die zin dat geen aanwijsbaar grotere zakkingen optreden dan volgens de

norm verwacht mag worden. Het feit dat in de praktijk niet regelmatig problemen ontstaan

met paalfunderingen (zoals excessieve zakkingen) betekent dat er in de gehele systematiek

een aantal verborgen veiligheden moet zitten. De veiligheid kan lager zijn dan voorzien bij het

opstellen van de normen. Door vaststellen van de werkelijke veiligheid van de Nederlandse

paalfunderingen voor 2015 kan een jaarlijks terugkerende post meerkosten door lagere

paalfactoren van naar schatting tientallen M€ - worden voorkomen.

Voor in de grondgevormde palen zijn paalfactoren in het verleden toegekend zonder veel

experimentele verificatie en het is nodig om ook voor deze palen na te gaan of lagere

factoren voorkomen. Daarnaast wordt de kwaliteit van de paalschacht regelmatig als

problematisch ervaren. In het kader van Geo-Impuls wordt daarom onderzoek gedaan naar

detectiemethoden om onvoldoende kwaliteit van de paalschacht te detecteren.

Vanwege bovengenoemde problemen is door Deltares voorgesteld een

onderzoeksprogramma uit te voeren, zie het hoofdstuk Achtergrond. In het hier

gerapporteerde vooronderzoek is vastgesteld welke mechanismen een rol spelen bij het

genereren van draagkracht; de verborgen veiligheden zullen aan één of meerdere

mechanismen zijn gekoppeld.

Dit vooronderzoek richt zich enerzijds op het identificeren van verborgen veiligheden en te

onderzoeken of het kwantificeren daarvan een aanzienlijke vermindering van de dreigende

meerkosten zal kunnen betekenen. Anderzijds richt dit vooronderzoek zich op het formuleren

van een goed doortimmerd, door de sector en opdrachtgevers gedragen, onderzoeksvoorstel

dat leidt tot beantwoording van de onderzoeksvragen. In dit voorstel zal ook de vorming van

een consortium en de route voor financiering worden uitgezet.

In deze rapportage wordt ingegaan op het onderzoek naar een aantal aspecten die bijdragen

aan de verborgen veiligheid en worden aanbevelingen gedaan voor het inrichten van

vervolgonderzoek.



5

2 Achtergrond

Na het uitkomen van het CUR/Delft Cluster rapport (CUR 2010) heeft de NEN commissie

besloten om de conclusies van dat rapport niet met onmiddellijke ingang te vertalen tot een

gewijzigde NEN-norm (Hannink et al., 2011). Men heeft een draaiboek opgesteld hoe de te

komen tot een gewijzigde norm per 1 januari 2016. Dit draaiboek is weergegeven in Appendix

A van dit rapport.

Het genoemde draaiboek volgend is vanuit de CUR initiatief genomen om met diverse

belanghebbenden te gaan praten. Ook is er een onderzoeksvoorstel bij Geo-Impuls

ingediend. Dit onderzoekvoorstel gaat over de volgende vraagstelling. 1. Wat is de verborgen veiligheid in de berekeningsmethodiek die maakt dat er in de

praktijk weinig problemen met de draagkracht van paalfunderingen zijn? 2. Welke tijdschalen spelen hierbij een rol (tijdens het wegdrukken/ in de grond vormen)

in de periode vóór belasting en gedurende de belasting, statisch (gewicht) en dynamisch (trillingen door wind etc.)?

3. Wat is de bron van de (grote) variatiecoëfficiënt van 35%? Wat zijn de invloeden van heterogeniteit in de grond, van modelonzekerheid, van installatie-effecten?

4. Welke procedure voor proefbelasting van palen is de aangewezen methode in het licht van de resultaten van (3). Welk onderzoek is nodig om een generieke aanpak met paalfactoren mogelijk te maken?

5. Welke eisen kunnen en moeten aan de uitvoering (van met name idgg palen) gesteld worden?

Het onderzoeksvoorstel moet leiden tot: 1. een gedragen inzicht in de mechanismen die een rol spelen bij het genereren van

draagkracht door funderingspalen, voor zowel grondverdringende als in de grond gevormde palen;

2. Aanpassen van de generieke methode om op basis van sondeergegevens de verwachte draagkracht van een paalfundering te berekenen;

3. een procedure om aan nieuwe of afwijkende paaltypen eenmalig of generiek een paalfactor toe te kennen die, anders dan tot nu toe, in rekening brengt de gevonden lagere paalfactoren;

4. omdat het draagvermogen van de, in de grond gevormde palen mede bepaald wordt door de uitvoering zal het noodzakelijk zijn ook de uitvoering van dit soort systemen vast te leggen. Dat betekent dat een certificeringsysteem gekoppeld aan de draagvermogenfactoren noodzakelijk is om de werkelijke veiligheid van dit soort systemen te kunnen bepalen. Zie ook het Draaiboek in Bijlage A.

Vanuit Geo-Impuls is financiering gekomen voor het vooronderzoek zoals aangegeven in het onderzoeksvoorstel. Dit rapport behandelt de resultaten van het vooronderzoek, waarbij diverse mechanismen nader zijn beschouwd. Uit de analyse zijn een tweetal mechanismen naar voren gekomen die nader onderzoek verdienen en bijdragen aan de punten 1 en 2 hierboven. Het gaat om twee onderwerpen die nog niet in de ontwerpregels voor drukpalen zijn verwerkt: toename van de draagkracht in de tijd en verdichting door groepswerking. In het buitenland is op gebied van de punten 1 en 2 belangrijk onderzoek uitgevoerd; hieraan wordt aandacht gegeven in H4.



7

3 Veiligheid

3.1 Inleiding

Het veiligheidsniveau van een constructie (deel) kan theoretisch worden vastgelegd in de

kans op bezwijken gedurende een relevante tijdsperiode. In plaats van te werken met de

kans op bezwijken, wordt bij de ontwikkeling van technische voorschriften tegenwoordig

gebruik gemaakt van de betrouwbaarheidsindex β. Deze betrouwbaarheidsindex β staat in

een directe relatie tot de kans op bezwijken (P) van de constructie of een onderdeel daarvan:

β = 1,0 P = 0,16

β = 2,0 P = 0,023

β = 3,0 P = 0,0013

β = 4,0 P = 0,000032

Tabel 3.1 De grootte van de betrouwbaarheidsindex β als functie van de kans op bezwijken P

In de Eurocodes wordt aan de lidstaten de keuze gelaten om al dan niet een probabilistische

berekening onder gespecificeerde omstandigheden toe te staan. De probabilistische methode

werd in Nederland in de afgelopen decennia al erkend als de formele basis voor het

ontwerpen en zal dat ook in de toekomst blijven. Toch zal in de praktijk hier meestal geen

direct gebruik van worden gemaakt, omdat dit te bewerkelijk is en bijzondere kennis vereist.

De praktische methode om het gewenste veiligheidsniveau vast te stellen loopt via een juiste

keuze van de volgende (gekalibreerde) grootheden: - de gevolgklasse waarin het bouwwerk valt; - de voorgeschreven karakteristieke belastingen; - de voorgeschreven belastingsfactoren γf en combinatiefactoren ψ; - de genormeerde rekenregels en materiaaleigenschappen; - de voorgeschreven materiaalfactor γm.

Het huidige veiligheidsniveau voor funderingspalen, waarvan de draagkracht is berekend op

basis van de NEN-EN normen, wordt opgebouwd uit een belasting factor (ongeveer 1,35 a

1,5), een materiaal factor (1,2) en een statistische factor die de marge tussen de

karakteristieke en de gemiddelde waarde in rekening brengt en dus een maat is voor de

spreiding van de draagkracht van een funderingspaal, zowel ten gevolge van variaties in

bodemopbouw en -sterkte (de conusweerstand, gemeten met een sondering) als door

spreiding in het model. De grootte van de factor is afhankelijk van het aantal sonderingen

(en niet van het aantal palen zoals voorheen in NEN 6743-1) en varieert van 1,1 tot 1,4. Bij

het vaststelen van de grootte van deze factor is uitgegaan van een totale variatie coëfficiënt

van 12 %, waarin dus zowel bodemonzekerheid als modelonzekerheid moet zitten.

8



3.2 Inventarisatie mogelijke verborgen veiligheden

Voor deze eerste fase is bijna uitsluitend gebruik gemaakt van de internationale literatuur.

Hieruit zijn de volgende mogelijke verborgen veiligheden naar boven gekomen:

1. Verbetering van de draagkracht in de tijd

Gebleken is dat het draagvermogen van een geprefabriceerde geheide paal in de tijd

toeneemt. Hierover is vrij veel literatuur beschikbaar (zie Hoofdstuk 3). Wel blijkt dat

het tijdseffect zeer wisselend kan zijn, o.a. afhankelijk van de zandsoort. In deze

studie is daarom niet alleen het tijdseffect bestudeerd, maar is ook onderzocht welke

mechanismen worden genoemd die dit tijdeffect bepalen.

2. Restspanningen in paal

De restspanningen door het installatieproces kunnen een verstoring geven van de

analyse van de resultaten van een proefbelasting. Het effect is belangrijk bij lange

palen en grote grondstijfheid. De terugvering van de paal, na installatie levert een

neerwaarts gerichte wrijving op de paalschacht en daardoor een voorspanning van de

paalpunt. Bij de splitsing van de aan de paalkop gemeten kracht in het aandeel

paalpunt en paalschacht wordt het aandeel paalpunt met de waarde van de

restkracht onderschat en het aandeel van de schachtwrijving wordt dan met dezelfde

waarde overschat.

3. Afsnuiten – limietwaarden

Het empirische model betreft een relatie met de conusweerstand voor de

schachtwrijving en voor de draagkracht van de paalpunt. De resultaten van de

berekeningen gaan niet boven de limietwaarden uit omdat er geen proefbelastingen

zouden zijn die hogere waarden rechtvaardigen.

4. Groepseffecten

Tijdens proefbelastingen wordt vaak een alleenstaande paal belast. De fundering van

een gebouw of kunstwerk bestaat over het algemeen uit een aantal palen relatief

dicht bij elkaar. Hierdoor wordt de grond verdicht en zal de draagkracht van de palen

toenemen ten opzichte van de enkele paal.

5. Invloed positieve wrijving – base effect

Een hoge schachtwrijving geeft bij grondverdringende palen een opspanning van de

grond onder de paalpunt. Dit is een koppelingseffect tussen schachtwrijving en

puntdraagkracht.

6. Wijze van beproeven – invloed reactiepalen

Bij toepassen van reactiepalen zal bij de hogere belastingstappen tijdens een

proefbelasting een vermindering van de verticale korrelspanning. De ontspanning is

afhankelijk van de afstand tot de proefpaal en dit effect levert een onbedoelde

reductie van de gemeten draagkracht.

7. Windbelasting

Zeker voor hogere gebouwen is windbelasting een belangrijk ontwerp

randvoorwaarde. Deze wordt meegenomen als een statische belasting. In

werkelijkheid is dit een sterk wisselende belasting ook in een storm. De

ontwerpbelasting op de fundering, veroorzaakt door windbelasting, zal daarom maar

over een heel korte tijd bestaan. Door dynamische effecten is het mogelijk dat de

werkelijke belasting op de palen lager is dan wat nu wordt aangenomen. Ook zal de

fundering voor dergelijke kortdurende belastingen vaak sterker zijn dan voor

langdurige belastingen.



9

3.3 Windbelasting

De belastings- en materiaalfactoren zijn in beginsel zodanig gekozen dat daarmee het

veiligheidsniveau, uitgedrukt in β, wordt behaald dat hoort bij de betreffende gevolgklasse.

Voor een normaal bouwwerk is de waarde van β volgens bijlage B van NEN-EN 1990, gelijk

aan 3,8 voor de ontwerplevensduur van 50 jaar. Als aanvulling hierop wordt er in Nederland

van uitgegaan dat in gevallen waar wind maatgevend is, dit niveau niet wordt gehaald. In die

gevallen wordt een lagere waarde gehanteerd. Een soortgelijke situatie was overigens ook bij

de NEN 6700-serie het geval.

Voor nieuwbouw levert tabel B2 van NEN-EN 1990 de waarden voor β op die zijn vermeld in

de voorlaatste kolom van Tabel 2. Uit bijlage C van de Nationale Bijlage bij NEN-EN 1990

blijkt dat voor situaties waarbij de windbelasting dominant is, een lagere waarde beter

aansluit bij de realiteit. Deze waarden zijn opgenomen in de laatste kolom.

Gevolg-

klasse

Gevolgen van bezwijken Windbelasting niet

maatgevend

Windbelasting

maatgevend Kans op

levensgevaar

Kans op

economische

schade

CC1

CC2

CC3

uitgesloten/klein

aanzienlijk

zeer groot

Klein

aanzienlijk

zeer groot

βn = 3,3

βn = 3,8

βn = 4,3

βn = 2,3

βn = 2,8

βn = 3,3

Tabel 3.2 De betrouwbaarheidsindex β voor nieuwbouw voor de ontwerplevensduur

De waarden in de tabel zijn opgesteld uitgaande van een ontwerplevensduur van 50 jaar.

Indien uitsluitend economische motieven in het spel zijn, is het rationeel deze waarden ook te

hanteren bij een kortere periode. Gerekend voor een tijdseenheid van bijvoorbeeld een jaar

wordt dan de faalkans daardoor groter. Dit is verdedigbaar, omdat de investering in veiligheid

economisch meer rendement oplevert als men er langer van kan profiteren.

In verband met menselijke veiligheid is echter een constante kans per jaar rationeler,

ongeacht de ontwerplevensduur van de constructie. De β wordt daarmee hoger bij kortere

ontwerplevensduren. Dit geeft dus een grens aan de verlaging van de periode waarbij men

de betrouwbaarheidsindex β constant kan houden.

Uitgangspunten voor het criterium van de menselijke veiligheid zijn maximaal toelaatbare

faalkansen van 10-2

, 3.10-4

en 3.10-5

per jaar voor respectievelijk de gevolgklassen CC1, CC2

en CC3. Dit leidt (bij benadering) tot de volgende waarden voor β als functie van de

beschouwde periode t (in jaren):

βn = 2,3 – 1,10 log t (gevolgklasse CC1)



10



Voor gevolgklasse CC1 is het criterium van de menselijke veiligheid bij nieuwbouw nooit

maatgevend. Voor de gevolgklassen CC2 en CC3 kan het maatgevend zijn voor wind (de

laatste kolom van Tabel 2). In de Nationale Bijlage bij NEN-EN 1990 is dit opgelost door voor

de gevolgklasse CC2 en CC3 los van de ontwerplevensduur ten behoeve van de

constructieve veiligheid een zogenaamde referentieperiode in te voeren, waarmee de

rekenwaarden voor belastingen en sterkte moeten worden bepaald. De referentieperioden

voor deze klassen zijn minimaal 15 jaar. Via vergelijking (2) volgt dan β = 2,5, waardoor de

waarde van 2,8 uit Tabel 2 voldoet. Via vergelijking (3) volgt β = 3,3, hetgeen precies gelijk is

aan de waarde in Tabel 2. Ook dat geval is dus op orde.



11

4 Onderzoek in buitenland

In de literatuur worden een aantal onderzoeken beschreven waarbij de verbetering van de

draagkracht in de tijd (set-up) is onderzocht. Hier worden er twee van die onderzoeken wat

meer in detail beschreven. Het eerste omdat dit nog een lopend onderzoek is, het tweede

omdat dit promotieonderzoek meer details geeft dan gemiddeld. In de volgende hoofdstukken

zullen ook andere buitenlandse onderzoeken aan de orde komen, maar minder uitgebreid.

4.1 Noorwegen

In Noorwegen is in 2006 (Lied 2010) een langlopend project gestart om het tijdseffect in

praktische ontwerpprocedures te beschrijven. Er worden proefbelastingen op open stalen

buispalen uitgevoerd op verschillende tijdstippen na plaatsen van de palen. Het onderzoek is

opgezet als Joint Industry Project en onbekend is wanneer de resultaten beschikbaar komen,

maar zeker niet voor het gehele project is afgerond. Het uitgangspunt bij dit onderzoek

(gebaseerd op eerdere NGI testprogramma’s in 1990-1990) is dat het tijdseffect in het

paalpuntdraagvermogen gering is en dit voornamelijk optreedt in de vorm van een toename

van de schachtwrijving. Daarom worden in dit onderzoek de palen op trek belast, zodat alleen

de invloed van de schachtwrijving wordt meegenomen (zie Figuur 4.1 ).

Figuur 4.1 Noors onderzoek: belasting frame voor belasten op trek

De proeven worden uitgevoerd op 5 verschillende locaties met verschillende grondsoorten,

zie Tabel 4.1 .

Tabel 4.1 Noors onderzoek: Beproefde grondsoorten in Noors onderzoek

12



Het toegepaste belastingprogramma is weergegeven in Tabel 4.2 , daarbij worden de

palen op verschillende tijdstippen na installeren beproefd, waarbij herhaalde proeven worden

uitgevoerd en een paal wordt in één geval, Pile 6, na belasten onder een permanente last

gehouden die 60% is van de bezwijk (trek)last.

Tabel 4.2 Noors onderzoek: Belastingprogramma

Uit persoonlijke contacten is gebleken dat dit onderzoek nog niet is afgerond, maar dat

inderdaad een verschil is gevonden tussen een paal die direct na installatie is getest en palen

die pas na enige tijd werden belast en dat herhaalde belastingproeven op dezelfde paal tot

lage schachtwrijving leiden. Kwantitatieve gegevens ontbreken echter.

Het NGI-onderzoek levert belangrijke kennis over de toename van de draagkracht van open

stalen buispalen. In het vervolgonderzoek zal worden getracht aansluiting bij dit onderzoek te

krijgen door uitwisseling van resultaten.

4.2 Axelsson: Metingen aan geïnstrumenteerde paal in zand

Een belangrijke vraag bij onderzoek naar de verbetering van de draagkracht van drukpalen is

of er ook effect voor de paalpunt kan worden verwacht. Aan de Universiteit van Stockholm

(Axelsson 2000) is gedetailleerd onderzoek uitgevoerd op geïnstrumenteerde drukpalen. In

een eerste serie proeven zijn een tweetal prefab betonpalen voorzien van gronddrukdozen op

de paalschacht op verschillende afstanden van de paalpunt. In tweede instantie is een prefab

paal toegepast met ook een drukdoos in de paalpunt.

Het bijbehorende sondeerprofiel is gegeven in Figuur 4.2 .

Het terrein is gekozen omdat uit eerdere proeven bekend was dat er een sterk tijdseffect was

gemeten.



13

Figuur 4.2 Sondeergegevens proeven Axelsson, CPT1. (qc en fc zijn niet gecorrigeerd voor waterspanningen)

Bij de eerste serie proeven zijn dynamische proefbelastingen uitgevoerd op diverse

tijdstippen na installeren. Het schachtdraagvermogen bleek toe te nemen met de logaritme

van de tijd. Op grond van de gemeten gronddrukken werd geconcludeerd dat er een

duidelijke boogwerking optrad na heien van de paal en dat deze boogwerking afnam in de

tijd, wat leidde tot toename van de horizontale gronddruk. De horizontale gronddruk nam toe

met de diepte en was dus afhankelijk van de verticale spanning. De toename van de wrijving

was te groot om alleen door kruip en toename van de horizontale spanningen te verklaren.

De toename van de dilatantie is opgegeven als een belangrijk effect. Hier zijn overigens

vraagtekens bij te plaatsen, zie hoofdstuk 4.5.4.

In een tweede serie proeven is met statische proefbelastingen is de feitelijke toename van de

gronddruk tijdens de proef zelf onderzocht en kon de toename van de gronddruk tussen de

proeftijdstippen worden gevolgd. De geïnstrumenteerde prefab betonpaal (paal D), vierkant

0,235 m, was voorzien van een gronddrukdoos aan de paalpunt (TC) en gronddrukdozen

(D1 t.m. D5) langs de paalschacht. Tevens zijn op drie plaatsen piëzometers op de

paalschacht aangebracht (P1, P2 en P4). Zie Figuur 4.3.

14



Figuur 4.3 Paal D; prefab beton, schachtafmeting 0,235 m, paalpuntniveau -12,8 m

Op deze paal zijn herhaalde proefbelastingen uitgevoerd op verschillende tijdstippen na het

heien van de paal: 5 dagen na plaatsing is de eerste statische proef uitgevoerd. Daarna is de

paal 0,2 m verder geheid en direct weer proefbelast (t=0 EOD).

Figuur 4.4 Proevenschema paal D en impressie van de proefopstelling

De reactiepalen zijn als schoorpalen uitgevoerd. Op paalpuntniveau was de afstand tussen

de proefpaal en de reactiepalen 5 m. Ter plaatse van de paalkop is deze 1 m. De

reactiepalen hebben een paalpuntniveau van -11,8 m.

In Figuur 4.5 zijn de resultaten van de proeven weergegeven in de vorm van kopzakkings-

grafieken. Dit geeft een consistent beeld van de toename van de draagkracht in de tijd. Het

blijkt de proef na doorheien een lagere draagkracht laat zien in vergelijking met de

maagdelijke proef na 5 dagen. De volgende proef, 8 dagen na doorheien, komt nagenoeg

overeen met de maagdelijke proef. Zie ook Figuur 4.6.



15

Figuur 4.5 Paal D; kopverplaatsingsgrafieken, static tests Axelsson (2000)

Figuur 4.6 Toename draagkracht in de tijd (Davisson criterium)

De resultaten van de metingen met de drukdozen tijdens de proefbelasting zijn weergegeven

in Figuur 4.7 en Figuur 4.8.

16



Figuur 4.7 D1 (nabij paalpunt): Toename van effectieve horizontale spanning tegen paalkopverplaatsing tijdens

belasten

Figuur 4.8 D5 (nabij de paalkop): Toename van effectieve horizontale spanning tegen paalkopverplaatsing tijdens

belasten

Met behulp van de drukdozen in de paalschacht kan de gemiddelde maximale horizontale

spanning tijdens bezwijken worden afgeleid, zie Figuur 4.9. Ook hier wordt weer een lineaire

afhankelijkheid gevonden tegen de logaritme van de tijd. Opmerkellijk is dat de beide ‘virgin’

testen juist een lagere horizontale spanning vertonen. Hier was de paal nog wat minder diep

de grond in geslagen (0,2 m).



17

Figuur 4.9 Axelsson (2000): toename van de gemiddelde horizontale effectieve spanning bij bezwijken

Voor de paalpunt zijn de waarnemingen weergegeven in Figuur 4.10 en Figuur 4.11. Uit deze

metingen blijkt dat toch ook de paalpuntweerstand wat toeneemt.

Voor palen die een belangrijk deel van hun draagvermogen halen uit de puntweerstand is

deze toename niet verwaarloosbaar. Wel moet opgemerkt worden dat de toename met name

gemeten wordt korte tijd na het inbrengen. De lange termijn (22 maanden) meetpunten lijken

minder toe te nemen dan te verwachten is volgens de regressielijnen in Figuur 4.11.

Figuur 4.10 Gemeten kracht aan de paalpunt bij de verschillende proeven

18



0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

3.0

3.5

toe

resis

tance

(MP

a)

1 10 100

time (days)

davisson criterion

ulitmate bearing cap.

A=0.13

A=0.075

Figuur 4.11 Puntdraagkracht als functievan de tijd, Davissonbezwijkcriterium en 10%-bezwijkcriterium (ultimate

bearing cap.)

Ook wanneer de paal niet wordt belast is er een toename van de horizontale spanning op de

paal, zie Tabel 4.3 , al is deze toename beperkt in vergelijking met de toename

gedurende belasting die hierboven is behandeld. Deze toename wordt voor een klein

gedeelte veroorzaakt door spanningsrelaxatie (wanneer de paal niet wordt belast neemt naar

verloop van tijd de boogwerking wat af en komt er meer belasting op de paal), zie Figuur 4.5.

Een belangrijke toename van de horizontale belasting blijkt echter veroorzaakt te worden

door de voorafgaande belastingsproeven. Dit zou kunnen betekenen dat bij een ‘virgin’

belasting de horizontale spanning lager is en dus ook de set-up lager. Dit is echter niet

aangetoond.

Tabel 4.3 Toename van de horizontale spanning in rust (paal niet belast)



19

Uit de metingen wordt de conclusie getrokken dat de set-up kan worden verdeeld in drie

onderdelen:

1. Een toename van σh;gem door ageing. Toename van 20 kPa (van 23 kPa naar 43 kPa,

voor 10% bezwijkcriterium).

2. Een toename van σh;gem door spanningsrelaxatie. Toename van 6,3 kPa in 667

dagen.

3. Een toename van σh;gem door voorgaande proefbelastingen. Toename van 5,3 kPa in

667 dagen

Bij verwaarlozing van het 3e effect als gevolg van de wijze van testen (herhaalde testen) kan

worden geconcludeerd dat circa 75% van de verbetering van de draagkracht wordt

veroorzaakt door ageing en circa 25% door spanningsrelaxatie, waarbij het overigens de

vraag is of deze niet meer met elkaar te maken hebben dan Axelsson (2000) suggereert.

Er is en wordt belangrijk buitenlands praktijkonderzoek uitgevoerd naar de verbetering van de

draagkracht in de tijd. In Noorwegen, voor open stalen buispalen, en beperkter in Zweden,

voor grondverdringende geheide palen is een positief tijdseffect aangetoond.



21

5 Draagkrachtverandering in de tijd

5.1 Resultaten quick-scan

In vele publicaties wordt onderscheid gemaakt in veranderingen in de draagkracht op korte

termijn en op lange termijn. Wateroverspanningen en het dissipatieproces is voor de kortere

termijn belangrijk en voor de iets langere termijn voor palen in klei. Voor de langere termijn

voor palen in zand zijn daarnaast twee andere factoren belangrijk (Axelsson 2000):

horizontale kruip door relaxatie en daardoor een verhoging van de horizontale

korrelspanningen op de paalschacht;

toename van de stijfheid en belemmerde dilatantie door ageing.

Hierbij worden de volgende definities gehanteerd:

Relaxatie: een afname van de spanning bij een gelijk blijvende deformatie;

Kruip: een doorgaande vervorming onder gelijkblijvende spanningssituatie;

Ageing: een verandering van grondeigenschappen veroorzaakt door wrijving,

mechanische of chemische effecten; bij een constante effectieve spanning.

In de aflopen tientallen jaren is een toename van de draagkracht vastgesteld voor geheide

palen in zand en klei (Yan.W.M.&Yuen.K.V. 2010). Dit fenomeen wordt in de geotechnische

wereld aangeduid met de term set-up. Voor deze toename van de draagkracht zijn in de

literatuur eenvoudige relaties gegeven met verschillende parameters voor zand en klei.

Op dit onderwerp zijn een drietal promotieonderzoeken uitgevoerd (Baxter 1999), (Axelsson

2000) (reeds beschreven) en (Augustesen 2006).

Baxter heeft laboratoriumonderzoek uitgevoerd op drie soorten zand. Veranderingen in

schuifstijfheid bij kleine rekken en neerslag van mineralen vertaalden zicht niet in meetbare

effecten met een miniconus in de monsters. Axelsson heeft waardevolle in situ metingen

uitgevoerd op geïnstrumenteerde palen in relatief los gepakt zand. Augustesen heeft alleen

het gedrag van palen in klei geanalyseerd. Tot dit moment geven de herhaalde statische

proefbelastingen door Axelsson de belangrijkste detailinformatie over het mechanisme van

set-up voor palen in zand.

Opmerkelijk is dat de gevonden literatuur zeker niet eenduidig dezelfde richting op wijst. Dit

wordt ook erkend, zoals blijkt uit een citaat van Baxter & Mitchell (Baxter 2004).

“The findings of this study with respect to penetration resistance are generally consistent with

laboratory tests performed by (Human 1992) and at least two field studies ((Jefferies 1988);

(Human 1992)). However, the results are in direct contrast to laboratory studies performed by

(Dowding 1968) en (Joshi 1995) and numerous examples of ageing effects reported in the

field”.

Deze constatering betekent dus dat de resultaten van deze literatuurstudie nooit meer

kunnen zijn dan voorlopige resultaten.

Komurka (Komurka.V.E.&Wagner.A.B. 2003) suggereert dat het mechanisme kan worden

verdeeld in 3 fasen, waarbij de duur van elke fase wordt bepaald door de grond- en

22



paaleigenschappen. De duur van eerste fase varieert van enkele uren voor zand tot enkele

dagen voor klei. Daarbij zijn de eerste twee fasen wel en de laatste fase niet afhankelijk van

het korrelspanningsniveau:

logaritmisch niet-lineair afnemende wateroverspanningen;

logaritmisch lineair afnemende wateroverspanningen;

ageing, onafhankelijk van verandering van de korrelspanningen;

Opmerkelijk is dat Komurka geen kruip noemt als mogelijk mechanisme dat leidt tot

set-up.

De meest gangbare relatie is een model dat een lineair verband geeft op een log t schaal

(Skov and Denver 1988):

0

100 log.1.t

tAQQt

(1)

Waarin:

Qt is de paalcapaciteit op tijdstip t

Q0 is de paalcapaciteit op t0 waarbij de toename van de capaciteit lineair wordt met de

logaritme van de tijd.

A is een functie van de grondsoort

t0 is de tijd voor Q0

De modelparameters zijn daarbij als volgt:

Later pasten zij de formulering aan, hetgeen neerkomt op de keuze van t0 = 0,1:

)log1.(1. 100 tBQQt

(2)

Een wat minder gelukkige keuze, omdat nu de formule dimensieafhankelijk wordt.

Voor het totale draagvermogen van palen in zand vinden Yan et al. (Yan.W.M.&Yuen.K.V.

2010) op grond van een statistische analyse (83 palen) een B-waarde van 0,232. Het 90%-

interval voor B is tussen 0,213 en 0,251, bij de gevonden standaard deviatie van 0,0115. De

database is samengesteld uit literatuurgegevens van geheide betonnen en stalen palen met

verschillende vormen en houten palen. De draagkrachtbepaling is gebaseerd op dynamische

of statische proefbelastingen.



23

Oulapour (M.Oulapour&E.Ghayyem&S.SahahabYasrobi 2009) evalueert de eerst genoemde

logaritmische relatie aan de hand van een aantal cases voor zand. De snelheid van de

sterkteontwikkeling blijkt op logaritmische schaal geen constante, maar deze is afhankelijk

van de tijd na installatie. Zij berekenen voor elk meetpunt de A en t0. Dat geeft nogal grote

variaties. Van de door Oulapour et al. genoemde proeven zijn er twee gekozen Axelsson B

(2002) en Bullock et al. (2005). Wanneer echter A wordt bepaald aan de hand van niet-

lineaire regressie blijkt er toch een rechte lijn te volgen die redelijk goed door de meetpunten

loopt, zie Figuur 5.1 en Figuur 5.2 . Wel blijkt de waarde van de parameters A in beide

proeven behoorlijk verschillend. Ook lijkt na ongeveer 100 dagen de kromme minder steil op

te lopen dan volgens Vergelijking (1) wordt voorspeld. In deze berekeningen is t0 op 1 dag

gezet. Bij een andere keuze voor t0 volgt er een andere A, maar wordt eenzelfde rechte lijn

gevonden.

0

250

500

750

1,000

1,250

1,500

1,750

2,000

2,250

2,500

ca

pacity

(kN

)

1 10 100 1,000

time (days)

Bullock et al. 2005

Q = 1689 kN0

A = 0.155

t = 1 day0

Figuur 5.1 Metingen van Bullock et al. 2005 gefit met vergelijking (1)

0

200

400

600

800

1,000

1,200

1,400

1,600

1,800

Ca

pacity

(kN

)

10-2 10-1 100 101 102

time (days)

Axelsson B, 2002

Q = 989 kN0

A = 0.374

t = 1 day0

Figuur 5.2 Metingen van Axelsson, 2002, gefit met vergelijking (1)

Het set-up-verschijnsel komt voor bij praktisch alle typen geheide palen

(Komurka.V.E.&Wagner.A.B. 2003); bij behandelde en onbehandelde houten palen, H-palen,

open en gesloten stalen palen en prefab betonpalen. Zij stellen dat de set-up lager is bij

grotere paaldiameter. Ook Axelsson (Axelsson 2000) maakt hiervan melding.

Alewneh (Alewneh 2009) onderbouwt de diameterafhankelijkheid aan de hand van een

inventarisatie van proefbelastingen (statisch en dynamisch). De database is samengesteld uit

literatuurgegevens en die bestaat uit open en gesloten stalen buispalen, H-palen,

24



prefabpalen, en een enkele houten paal. De toename van het trekdraagvermogen is hier

gepresenteerd als het trekdraagvermogen na 15 dagen (Qt)15. Onduidelijk is wat precies Qso

is, waarschijnlijk het trekdraagvermogen naar 1 dag. (de hier gerapporteerde waarden zijn

wel erg hoog in vergelijking met resultaten genoemd in andere publicaties.

Figuur 5.3 Toename van de schachtcapaciteit als functie van de paaldiameter

Voor de in Figuur 5.1 en Figuur 5.2 geanalyseerde proeven is de (Qs)15/Qso respectievelijk

1,3 en 2,5. Dit zou kunnen zitten in het verschil in paaldiameter. Beide proeven zijn

uitgevoerd op vierkante palen. Bij Bullock was de breedte 0,516 m, bij Axelsson 0,235 m. De

in deze proeven gevonden set-up waarden zijn dan nog relatief klein ten opzichte van de

waarden getoond in Figuur 5.3 .

Axelsson (Axelsson 2000), zie hiervoor, heeft met een geïnstrumenteerde paal vastgesteld,

bij verwaarlozing van het verstorende effect door de wijze van testen (herhaalde testen), dat

circa 75% van de verbetering van de draagkracht wordt veroorzaakt door ageing en circa

25% door spanningsrelaxatie (en daarmee een hogere horizontale korrelspanning). De paal

was voorzien van drukdozen in de paalschacht en in de paalpunt. Voor de paalpunt is een

beperkte toename van het draagvermogen waargenomen.

Hierbij moet worden opgemerkt dat de mechanismen die een rol spelen bij spannings-

relaxatie en ageing door Axelsson alleen kwalitatief worden beschreven. Het is niet

onmogelijk dat een kleine toename in de horizontale spanning tijdens het trekken van palen

juist het verschil maakt tussen een paal die eenvoudig omhoog wordt getrokken of een paal

die min of meer ‘geklemd’ wordt in het zand.

De tegenstrijdige meetresultaten geven aan dat nog niet alle mechanismen zijn begrepen en

deze literatuurstudie dus noodzakelijkerwijs ‘open einden’ moet bevatten. Wel komt er een

beeld naar voren waarover de meeste auteurs het eens zijn.



25

Dit bevat de volgende elementen:

De paalpuntcapaciteit verandert nauwelijks in de tijd (Axelsson 2000); (Bullock 2005);

De schachtwrijving neemt toe in de tijd. De toename is lineair met de logaritme van de

tijd. Een 10 keer langere tijdsduur geeft een toename van 20% of meer;

De schachtwrijving neemt toe doordat de horizontale spanning toeneemt en het zand

rondom de paal meer wil dilateren.

Axelsson (Axelsson 2000) geeft aan de volgende acht factoren van invloed kunnen zijn bij het

voorspellen van set-up op een specifiek terrein:

1 Relatieve dichtheid en stijfheid van de grond. Deze eigenschappen hebben belangrijke

invloed door de hogere horizontale spanningen die bij hogere stijfheid worden opwekt

bij belasten; dit door het effect van belemmerde dilatantie. Dit is uitgebreid onderzocht

door (Sobolewsky 1995);

2 Korrelverdeling. (Astedt 1994) heeft bij diverse projecten waargenomen dat de set-up bij

siltig zand duidelijk hoger is dan bij grover zand. Dit kan het gevolg zijn van het hogere

interactie potentieel, wat ook bij goed gegradeerde zanden kan worden verwacht;

3 De korrelsterkte. Deze heeft direct effect op het niveau van belemmerde dilatantie. Het

effect van brekende korrels neemt toe met de diameter door grotere contactspanningen;

4 Korrelstructuur en vorm. Dit is van invloed op de haakweerstand tussen de korrels en

dus de dilatantie. Hoekige korrels geven een grotere set-up;

5 Vochtgehalte van de grond. Een toename van het vochtgehalte geeft een reductie van

de dilatantie. Dit wordt ondersteund oor de proeven van (Svinkin et al. 1994), waarbij

zeer hoge set-up is waargenomen bij projecten in onverzadigd zand. Dit kan mogelijk

worden veroorzaakt door de hogere effectieve spanningen en daardoor leiden tot een

versnelde afbraak van de boogwerking. (Chow & Jardine 1997) geven aan dat juist een

wisselende waterstand leidt tot meer set-up;

6 De concentratie zout, silica en andere verontreinigingen. (Joshi 1995) en anderen

hebben dit geconstateerd. Oplossen van deze stoffen kan leiden tot toename van

dilatantie. Dit wordt, zoals eerder genoemd, tegen gesproken door (Baxter & Mitchell

2004);

7 Spanningsniveau. De spanningsrelaxatie blijkt sterk toe te nemen met de diepte bij een

eerste serie proeven, bij de latere proeven nam de spanningsrelaxatie echter af met de

diepte;

8 Installatieproces, in samenhang met vorm en de stijfheid van de paal. Dit is van invloed

op de spanningen die in de grond worden gebracht en de mate van boogwerking en

spanningsrelaxatie. Ook het heien van naburige palen kan invloed hebben; dit kan een

plotseling instorten van de grondboog veroorzaken.

26



5.2 Verandering van de zandeigenschappen

Baxter & Mitchell (D.P.Baxter&J.K.Mitchell 2004) hebben onderzocht of zandeigenschappen

zelf veranderden onder invloed van “ageing”. Ageing is in deze proeven gedefinieerd als het

veranderen van de zandeigenschappen onder invloed van chemische reacties in het

poriënwater. Kenmerkend voor ageing is dus dat voor dezelfde spanningtoestand toch de

mechanische eigenschappen veranderen, terwijl voor relaxatie geldt dat de spannings-

toestand verandert, maar het zand geen andere eigenschappen krijgt.

(Baxter 2004) gebruikten hiervoor relatief kleinschalige samples met een diameter van

14,5 cm en 22,4 cm hoog. Deze werden bewaard onder druk gedurende 30 tot 118 dagen bij

verschillende temperaturen en met toepassing van verschillende porievloeistoffen.

Voor en na het ‘ageing’ is de looptijd van een schuifgolf bepaald en zijn sonderingen

uitgevoerd met een miniconus (6,4 mm, 600 conus). Uit de proeven bleek de kleine rek

glijdingsmodulus, bepaald uit de looptijd van de schuifgolven, wel toe te nemen, maar bleek

er nauwelijks verschil in conusweerstand voor en na ageing.

Aangezien er volgens (Dowding 1968) en (Joshi 1995) en diverse rapporten uit het veld

(omschrijving Baxter & Mitchell), wel sprake is van een sterkte toename bij ageing, wordt door

Baxter & Mitchell geconcludeerd dat er in het gerapporteerde laboratoriumonderzoek iets niet

is meegenomen wat toch van belang is. Er worden verschillende mogelijke oorzaken

gegeven.

In het veld gaat het meestal om verdicht zand. Hierin kunnen spanningsbogen ontstaan die

na verloop van tijd weer verdwijnen. In een laboratoriumopstelling wordt er homogener

verdicht en zouden deze spanningsbogen niet optreden. Dit laatste zou dan betekenen dat

niet ageing, maar spanningsrelaxatie, waardoor de spanningsbogen die zijn ontstaan weer

verdwijnen het belangrijkste mechanisme zijn.

5.3 Relatie schachtwrijving-puntdraagkracht

Voor de berekening van de capaciteit van geheide palen in zand kunnen twee verschillende

ontwerpfilosofieën worden gevolgd: de eerste groep is gebaseerd op fundamentele

parameters (hoek van inwendige wrijving, dichtheid en stijfheid) en de tweede groep is

gebaseerd op een koppeling met in-situ proeven (sonderingen e.d.).

In Nederland wordt voor de het ontwerp van funderingen gebruik gemaakt van een methode

volgens de tweede groep. Het ontwerp is gebaseerd op de resultaten van sonderingen.

Daarbij worden de schachtwrijving en de puntdraagkracht apart behandeld en elk wordt

gekoppeld aan de conusweerstand. In de literatuur wordt regelmatig gesproken over het

zogenaamde “confined mechanisme”, waarbij er een interactie bestaat tussen de

puntspanning en de wrijving op het paaldeel direct boven de punt. Een toename van de

wrijving in de tijd zou betekenen dat ook de draagkracht van de punt ook kan toenemen. De

koppeling tussen beide factoren is ook af te leiden uit eerder onderzoek (P.van den Berg

1996); bij EEM-simulatie van het penetratieproces van een sondeerconus bleek de

berekende drukkracht aan de paalpunt ongeveer te worden gehalveerd bij opheffen van de

wrijving langs de conusmantel.

De draagkracht van palen is afhankelijk van diverse factoren

(M.F.Randolph&J.Dolwin&R.Beck 1994):

het absolute spanningsniveau;

de relatieve inbeddingsdiepte, L/D-verhouding;

de samendrukbaarheid;

siltgehalte van het zand.

Deze factoren zijn min of meer ook van invloed op de conusweerstand en in onze

ontwerpaanpak wordt hiervoor niet apart gecorrigeerd.



27

Bij berekeningen volgens de cavity expansion theorie kunnen de bovengenoemde effecten

wel expliciet in rekening worden gebracht (Yasufuku, 2001). Met behulp empirische

correlaties voor K0 en een unieke relatie tussen de stijfheidsindex Ir en gemiddelde volumerek

is een gesloten formule afgeleid voor de puntdraagkracht. Deze is daarbij afhankelijk van vier

parameters: de verticale korrelspanning σ’v, overconsolidatieratio OCR, critical state

wrijvingshoek φ’cv. Zij tonen met behulp van een vergelijking van berekende en gemeten

puntdraagkrachten aan dat het model een redelijke beschrijving kan geven, zie Figuur 5.4 .

Figuur 5.4 ResultatenYasufuku,(2001), Gemeten puntdraagvermogen vergeleken met formule afgeleid met de

cavity expansion theorie

Het model geeft aan dat bij hogere verticale spanningen de gemiddelde volumerek grote

invloed heeft op de berekende puntdraagkracht; de draagkracht van de punt neemt af met

toename van de samendrukbaarheid van de grond.

Randolph (M.F.Randolph&J.Dolwin&R.Beck 1994) heeft een alternatieve ontwerpmethode

uitgewerkt waarbij hij uitgaat van interactie tussen de wrijving boven de paalpunt en de

puntdraagkracht. Hij introduceerde een factor St als verhouding tussen de radiale effectieve

spanning in de buurt van de paalpunt en de puntspanning. De radiale effectieve spanning

bepaalt de schachtwrijving ter plaatse.

tanmax btqS

Waarin:

max is de maximale schuifspanning in de buurt van de paalpunt

St is de verhouding radiale effectieve spanning en puntspanning

qb is de puntspanning

tan δ is de tangens van de wrijvingshoek tussen grond en paalschacht

28



Uit metingen blijkt dat nabij de paalpunt relatief hogere wrijving wordt gevonden (Vesic 1970).

Door White and Bolton (White.DJ&Bolton.MD 2004) is aangetoond dat een contractieve zone

langs de paal ontstaat met gebroken korrels direct langs de paal. Verder is aangetoond dat

de wrijving afneemt bij toenemende paalpenetratie genaamd friction fatique.

Het verhoudingsgetal St wordt toegepast voor het gebied direct rondom de paalpunt Na

berekening van max wordt deze met via een exponentiële functie de maximale wrijving

vertaald naar wrijving langs de paal op grotere afstand van de paalpunt.

Door een vergelijking van de resultaten met een database van proefbelastingen wordt

aangetoond dat berekeningen via de cavity expansion theory tot een relatief nauwe

bandbreedte gemeten/berekende puntdraagkracht leidt. Hiermee wordt aangetoond dat de

cavity expansion theorie in redelijk betrouwbaar inzicht kan geven over de invloed van de

diverse parameters.

Yang (J.Yang 2006) heeft afleidingen voor het invloedsgebied boven en onder de paalpunt op

basis van de cavity expansion theory. Volgens deze berekeningen blijkt, afhankelijk van de

grondeigenschappen en de paallengte, de zone onder de punt kan variëren tussen 0,5 D en 6

D. De zone boven de punt varieert tussen 0,5 D en 3,5 D. De analyse houdt geen rekening

met eventueel gelaagdheid in de grond.

De volgende opmerkingen worden gemaakt:

1. De samendrukbaarheid van het zand heeft een zichtbare invloed op de afmetingen

van de invloedszone;

2. De invloedzone onder de paalpunt is groter dan de zone boven de paalpunt;

3. De invloedzone rond de paalpunt van een lange paal is in het algemeen kleiner dan

die van een korte paal;

4. Een grotere wrijvingshoek geeft vergroting van de zone boven en de zone onder de

punt;

5. De wrijvingshoek heeft een meer significante invloed op de zone boven de paalpunt

dan de zone onder de paalpunt.

Yang (J.Yang&F.Mu 2010) heeft voor een grondverdringende paal een benaderde

analytische relatie afgeleid voor de verhouding tussen de radiale spanning op de paalschacht

en de paalvoet. De St-waarde, dus de wrijving bij de paalpunt, blijkt hierbij af te nemen bij

toename van de wrijvingshoek. Voor een bepaalde wrijvingshoek en relatieve dichtheid

neemt St toe met het spanningsniveau en penetratiediepte. Voor een gegeven wrijvingshoek

en spanningsniveau neemt St af met toenemende relatieve dichtheid. De relatie voorspelt

hoge waarden voor de radiale spanning voor palen zand met een hoge samendrukbaarheid.

Op grond van deze bevindingen kan aannemelijk worden gemaakt dat de invloed van een

toename van de wrijving niet leidt tot een evenredige toename van het puntdraagvermogen.

Zeker in los gepakte zanden, met de lagere stijfheid en de lagere φ-waarde, is de invloed van

de zone onder de paalpunt relatief groot. Een verbetering door ageing van de zone boven de

paalpunt zal slechts beperkt doorwerken.

Voor vastere zanden kan mogelijk wel een (beperkte?) verbetering in de tijd worden

verwacht.



29

5.4 De mechanismen achter set-up van de wrijving

5.4.1 Wateroverspanningen

Voor de korte termijn is het dissipatieproces belangrijk. Voor palen in zand is het

dissipatiegedrag niet van belang. Na enkele uren is de wateroverspanning verdwenen en

statische proefbelastingen op palen worden minimaal een week na installeren uitgevoerd.

De wateroverspanning voor niet-cohesieve grond bedraagt zelden meer dan 20% van de

verticale korrelspanning. Ook is dilatantie en dus wateronderspanning waargenomen direct

naast te palen (proeven Huy).

De tijd voor dissipatie van de wateroverspanning is evenredig met de paaldiameter.

Wateroverspanningen tijdens het heien zijn in zand alleen van belang de eerste uren of

hooguit dagen na het inbrengen van de paal. Het set-up mechanisme speelt op een andere

tijdschaal.

5.4.2 Horizontale spanningen en kruip

Axelsson (Axelsson 2000) rapporteert toename van de horizontale korrelspanningen op de

paalschacht van een betonpaal. Hij nam significante veranderingen waar in de horizontale

spanningen tijdens opvolgende proefbelastingen door belemmerde dilatantie.

Diverse studies rapporteren voor heipalen in zand en silt grote boogwerking effecten door

grote tangentiële spanningen en lage radiale spanningen. Door heien van naburige palen kan

de boogwerking verloren gaan en dit leidt tot verhoging van de horizontale korrelspanningen

en verhoging van de trekdraagkracht.

Ng (Ng.W.K.&Selemat.M.R.&Choong.K.K. 2010) laat metingen zien van toename in de tijd

van de horizontale spanningen op palen door spanningsrelaxatie en de snelheid van de

toename op een zekere diepte evenredig is met de normaalspanning op die diepte. De

toename is direct na plaatsing het grootst en neemt af in de tijd.

NB. Toename van conusweerstand in de tijd bij explosieverdichten van zand (onder-

geconsolideerde zanden??).

Chow (Chow, Jardine et al. 1997) geeft aan dat voor dichte marine zanden slechts een derde

deel van toename kan worden toegeschreven aan ageing en dat tweederde wordt

veroorzaakt door relaxatie. Voor stalen palen in zand zou de toename voor een deel worden

veroorzaakt door corrosiebinding. Het belang van corrosiebinding blijkt ook uit proeven die

zijn uitgevoerd door White en Zhao (2006). Zij vonden in 1-g proeven weinig tot geen set-up

bij roestvrij stalen modelpalen, maar een “dramatic set-up” bij palen gemaakt van “mild steel”.

Zij wijten dit aan corrosie van het mild steel.

5.4.3 Dilatantie en kruip

Volgens de cavity expansion theorie is de toename van de radiale spanning op de

paalschacht afhankelijk van: δh (de radiale verplaatsing door dilatantie), G (de modulus voor

schuifvervorming) en de paaldiameter R.

R

hGrd

2'

30



Bij een belangrijke invloed van de dilatantie zou de ageing-component afnemen bij

toenemende paaldiameter. Uit de analyse van Alewneh (2009), zie Figuur 5.3 blijkt dit

verband inderdaad, hoewel het aantal waarnemingen te weinig waarnemingen te beperkt is

om een definitieve uitspraak te doen.

Axelsson (Axelsson 2000) geeft een mogelijk mechanisme als verklaring van het

waargenomen gedrag; door kruip beweegt het korrelmateriaal naar de paalschacht toe en

zorgt daarmee voor een goede aansluiting op het paalmateriaal. Bij belasten van de paal zal

het korrelmateriaal sterk dilateren met als resultaat een hoog trekdraagvermogen. In dit

model is de mate van toename van de trekdraagkracht in de tijd afhankelijk van de ruwheid

van het paalmateriaal. Er zijn inderdaad aanwijzingen dat het ageing-effect van betonpalen

groter is dan stalen palen (persoonlijke communicatie NGI-project).

Figuur 5.5 Possible mechanism for pile set-up (Axelsson, 2000)

5.4.4 Alternatieve verklaring voor resultaten Axelsson

Axelsson(2000) beschrijft, zoals reeds genoemd,drie mechanismen voor de toename van de

schachtweerstand:

1. Toename van de horizontale spanning door kruip;

2. Toename dilatantie, zie Figuur 5.5 ;

3. Hogere stijfheid van het zand door ageing.

Nu lijken de laatste mechanismen niet nodig om zijn metingen te verklaren. Sterker nog, deze

lijken in tegenspraak met zijn metingen. Uit Figuur 4.7 en Figuur 4.8 blijkt dat in veel van

zijn metingen de toename van de horizontale spanning bij kleine verplaatsingen (in het

lineaire stuk van zijn metingen) niet veel verandert naarmate de palen langere tijd in de grond

staan. De lijnen lopen in die figuren bij kleine vervormingen bijna over elkaar heen. Wanneer

er naar verloop van tijd een toename van de stijfheid zou zijn, zou ook in het lineaire stuk de

horizontale spanning ook sneller moeten toenemen als functie van de vervorming. Dat is niet

het geval.

De toename van de schachtwrijving is ook te verklaren met alleen de toename van de

horizontale spanning ten gevolge van kruip, zie ook Figuur 5.6 . Veronderstel dat het

belasten van de paal leidt tot een doorgaande dilatantie van het zand totdat bezwijken

optreedt. Uit de metingen van Axelsson (2000) is te halen dat een millimeter verplaatsing leidt

tot een toename van de horizontale spanning van 5 kPa. Ook blijkt uit Figuur 5.6 dat een

schuifspanningstoename van 1 kPa ruwweg overeenkomt met een toename van de



31

horizontale spanning van ook 1 kPa. In dit gelineariseerde model worden niet de meetpunten

gevonden zoals in Figuur 5.6 , maar rechte lijnen, zie Figuur 5.7 .

Figuur 5.6 Horizontale spanningen en schuifspanningen op paal tijdens belasten op verschillende tijdstippen (uit

Axelsson, 2000)

0

5

10

15

20

25

30

35

40

(k

Pa)

0 10 20 30 40 50 60

h (kPa)

failure line

1-8days

4 months

22 months

Figuur 5.7 Horizontale spanningen en schuifspanningen op paal tijdens belasten op verschillende tijdstippen,

gelineariseerd

Ook in dit gelineariseerde model is de toename in de horizontale spanning groter wanneer de

paal langer in de grond zit. Maar dit komt alleen omdat door de toename van de horizontale

spanning (h) voor het begin van het belasten van de paal de spanningstoestand verder afzit

van de bezwijklijn. Daardoor is een grotere toename van de horizontale spanning mogelijk

tijdens het trekken voordat de bezwijklijn wordt bereikt. De meetpunten in Figuur 5.6 geven

andere lijnen, maar ook deze lijnen lopen min of meer evenwijdig, zodat het redelijk is te

32



veronderstellen dat de toename van de horizontale spanning in de tijd door kruip de

hoofdoorzaak is van de grotere toename van de horizontale spanning tijdens het belasten

van palen die al langer in de grond zitten en dus de toename van de glijdingsmodulus en de

toegenomen dilatantie nauwelijks een rol spelen.

Bovenstaande redenering volgend kan worden vastgesteld dat de wrijvingsweerstand tussen

de grond en de paal een belangrijke rol speelt. In formule geldt;

tantan

tan,

max,

sh

h

(4)

Hierin is h,max de maximale horizontale spanning op de paal bij bezwijken. h.s de horizontale

spanning op de paal voor belasting. de wrijvingshoek tussen de paal en de grond (de

helling van de ‘failure line’ in Figuur 5.7 ) en de hoek tussen schuifspanning en

horizontale spanning (de helling van de overige lijnen Figuur 5.7 ). Bij een grote

wrijvingshoek tussen paal en zand, zal ook h,max heel groot kunnen worden.

5.4.5 Samenvattende beschrijving set-up mechanisme

Uit de literatuur komt het volgende mechanisme naar voren dat de set-up bij de schacht-

wrijving voor palen in zand zou bepalen.

1 Na het inheien is de horizontale spanning op de paal veel lager dan de K0. Dit is

opmerkelijke omdat het zand door de paal horizontaal is verdrongen en dus het meest

voor de hand zou liggen dat de horizontale spanning juist toegenomen zou zijn. De

verklaring die hiervoor wordt gegeven is dat door het inheien de horizontale verplaatsing

van het zand iets groter is dan nodig voor het volume van de paal. Bij verplaatsing van

het zand terug naar de paal ontstaat er boogwerking in het zand rondom de paal met een

hoge tangentiële spanning, maar een relatief kleine radiale spanning op de paal, zie

Figuur 5.8;

2 Direct na het inheien is de horizontale spanning dus laag en zal de schachtwrijving nog

weinig dilatantie veroorzaken, omdat juist bij de spanningen laag zijn en het zand een

losse pakking heeft;

3 Naar verloop van tijd zal er enige spanningsrelaxatie optreden, met als gevolg dat de

tangentiële spanning lager wordt en de radiale spanning hoger. Door de hogere radiale

spanning is er ook een beter contact tussen paal en korrels (zie Figuur 5.5 ,

middelste tekening);

4 Door ageing neemt verder de stijfheid toe van het zand rondom de paal. Welke

mechanismen bijdragen tot die ageing wordt niet duidelijk uit de literatuur, wel is de

toename van de elasticiteitsmodulus voor kleine rekken gemeten in het laboratorium. (dit

mechanisme wordt genoemd door Axelsson, maar blijkt dus niet duidelijk uit zijn proeven,

zie paragraaf hierboven);

5 Wanneer nu de paal wordt belast is en de schachtwrijving groter en de stijfheid van het

zand rondom de paal groter, met als gevolg dat ook de maximale schuifkracht die op het

zand kan worden overgebracht groter is. Wanneer de paal wordt belast, zullen de

zandkorrels bij de schacht over elkaar gaan schuiven (rechter tekening in Figuur 5.5 .

Dit leidt tot een verdere toename van de horizontale spanning tijdens belasten en dus tot

een toename van de schachtwrijving.



33

A A'

B B'

paal

A - A' B - B'

Figuur 5.8 Schematische weergave mechanisme tijdens heien van een paal in zand. Verplaatsingen (zwart) en

spanningen (rood)

5.5 Effect wisselende belastingen

Jardine (R.J. JARDINE 2006) heeft herhaalde trekproeven uitgevoerd op circa 19 m lange

open stalen buispalen in Duinkerken. Het zand heeft hoge conusweerstanden (tussen 10

MPa en 40 MPa, gemiddeld 20 MPa). De palen toonden bij herhaald beproeven een

verrassend bros bezwijkgedrag. Herhaalde testen op dezelfde paal reduceren in grote mate

de draagkracht en veranderen de ageing processen. Hieruit blijk de mogelijkheid dat er

verkeerde conclusies worden getrokken bij herhaalde proeven op dezelfde paal.

34



Figuur 5.9 Belasting nodig om een zekere kopverplaatsing te realiseren bij 'maagdelijke' trekproeven op palen R1,

R2 en R6

Figuur 5.9 toont de resultaten van maagdelijke testen op de palen R1, R2 en R6 (resp. 9, 235

en 81 dagen). Tot een belasting van 1000 kN (verplaatsing ca. 3 mm) is er nauwelijks verschil

tussen de lijnen.

Figuur 5.10 Genormaliseerd trekcapaciteit (t.o.v .de IPC-ontwerpmethode), maagdelijke testen op 19 m lange

reactiepalen R1,R2,R6, 22 m lange Clarom palen en schachtcapaciteit van 10 m lange drukpaal C1



35

De volgende waarnemingen zijn op basis van dit proefprogramma gedaan:

1. Elke herhaalde belasting of belastingwisseling reduceert het trekdraagvermogen;

Herhaalde proeven op palen geven een veel lagere draagkracht dan maagdelijke palen; het

trekdraagvermogen van herhaalde proeven komt uit rondom de trendlijn van Jardine&Chow

in Figuur 5.10; mogelijk gaat de capaciteit terug naar deze direct na installeren t=t0;

2. Palen die eerder tot bezwijken zijn belast hebben een duidelijk brosser bezwijkgedrag

en een duidelijk lager trekdraagvermogen;

3. Palen die eerder tot bezwijken zijn belast vertonen met de tijd een toename van de

draagkracht die lager ligt dan maagdelijke palen;

4. Het is essentieel om maagdelijke palen te beproeven in combinatie met herhaalde

proeven. Dit om de grenzen van de intact ageing capacity (IAC) en de verstoorde

waarden te kunnen vaststellen.

Jardine acht het waarschijnlijk dat bij herhaalde testen een flink deel van de reductie wordt

veroorzaakt tijdens de verplaatsing na het bereiken van de maximum draagkracht en de

ontlastingsfase. Dit wordt toegeschreven aan een toename van de boogwerking en daarmee

reductie van de radiale spanning op de paalschacht. Bij eerdere cyclische proeven is deze

afname van de radiale spanningen bij ontlasten geconstateerd. Deze resultaten zijn

waarschijnlijk afhankelijk van de grondsoort. Bullock et al. (2005) vinden een

tegenovergesteld effect. Dijkstra (2009) vindt bij wisselende belastingen, door een wisselende

verplaatsing op te leggen een toename van het puntdraagvermogen in los gepakt zand en

een afname in vastgepakt zand. De schachtwrijving neemt af bij wisselingen met een

constante amplitude, maar wanneer de amplitude wordt verhoogd, komt de schachtwrijving

weer op de oude waarde in los gepakt zand. In vastgepakt zand is er bij

verplaatsingsamplitude van 0,1 paaldiameter een afname van ongeveer 20% van de

schachtwrijving. Bij hogere en lagere amplitudes is dit verschil minder. In deze proeven is de

belastingamplitude veel meer dan 20% van het bezwijkdraagvermogen.

Bij proeven met een relatief geringe wisselbelasting, ca. 20% van bezwijkdraagvermogen, is

door Jardine (2006) een toename gemeten van de draagkracht in circa 1,5 jaar ca. 53%. Voor

een vergelijkbare paal zonder deze wisselingen was dit ca. 17%. Hieruit kan worden afgeleid

dat de geringe wisselingen de kruip versnellen en daarmee de toename van de horizontale

spanningen. Ook bij wisselende grondwaterstanden is eerder een snellere draagkracht-

ontwikkeling geconstateerd White and Zhao (2006).

Jardine geeft aan dat het gedrag van ageing bij herhaalde belastingen wordt veroorzaakt

door afname van de boogwerking. De afname is afhankelijk van:

elke extreme belastingswisseling (met slip op interface) door heien of testen;

afname door kruip.

Daarnaast heeft Jardine de meetgegevens getoetst aan de database van Chow (Chow,

Jardine et al. 1997). De database bevat een scala aan paaltypen en grondsoorten. De

vastheid van het zand varieert van zeer los tot zeer dicht. Zie Tabel 5.1 .

36



Tabel 5.1 Database van Chow (Chow, Jardine et al. 1997)

In Figuur 5.11 is de ontwikkeling van de trekdraagkracht volgens de gegevens uit deze

database samen met de trendlijn voor de proeven in Duinkerken (IAC = Intact Ageing

Capacity) weergegeven. Het linkerdeel bevat herhaalde dynamische testen (restrike) en

maagdelijke statische proefbelastingen en het rechterdeel alleen de maagdelijke statische

proefbelastingen. Het verschil tussen die twee blijkt niet heel erg groot te zijn. Uit deze figuren

blijkt dat de knik in de getekende kromme, de parameter A hoog is. Uit de getekende

grafieken is geen heel nauwkeurige bepaling mogelijk, maar de gevonden waarde voor A ligt

zeker boven de 1.

Figuur 5.11 Resultaten database Chow gecombineerd met de proeven in Duinkerken



37

5.6 Empirische relaties trekcapaciteit

De meest gangbare relatie is het eerder genoemde model dat een lineair verband geeft op

een log t schaal:

Waarin:

Qt is de capaciteit op t=t

Q0 is de capaciteit waarbij de toename van de capaciteit lineair wordt

A is een functie van de grondsoort (Skov and Denver 1988)

t0 is de tijd voor Q0

Deze relatie is indertijd ontwikkeld voor een paalcapaciteit bestaande uit punt en wrijving.

Het lineaire verband is door veel studies bevestigd. Er is echter nog geen overeenstemming

over de waarden A en t0. De parameter t0 is in feite vrij te kiezen. Maar een andere keuze

voor t0 leidt tot een andere waarde van Q0 en ook van A wanneer de meetpunten vastliggen.

Het is zeer waarschijnlijk dat de A-waarde ook afhankelijk is van paaltype en paalafmeting,

terwijl in deze formule de A-waarde alleen van de grondsoort afhangt.

Figuur 5.12 Case histories of long-term pile set-up

38



5.7 Beschikbare Nederlandse proefgegevens

5.7.1 Veldproeven

Ook in Nederland is set-up vastgesteld bij palen. De onderzoeken, gerapporteerd in LGM-

mededelingen zijn uitgevoerd in de 60-er en 70-er jaren.

Een eerste onderzoek is uitgevoerd met stalen ‘Larssen piles’ (Begemann 1969). Dit zijn

palen met een open einde. Twee palen zijn beproefd op twee verschillende tijdstippen, zie

tabel 5.2.

Paal Dagen na inbrengen Max trekkracht

tf

30-A 7

102

44

70

50-C 11

87

44

64

Tabel 5.2 Beproefde palen op twee verschillende tijdstippen

Het betreft hier twee zeer gelijkwaardige palen, de berekende maximale kracht is 59 tf en 62

tf respectievelijk. Om een beeld te krijgen of vergelijking (1) ook hier op gaat, zijn alle punten

in één grafiek geplot en gefit met de genoemde vergelijking. Het blijkt dat er een zeer goede

overeenkomst is. Ook blijkt dat de gevonden waarden voor A zeer hoog zijn: 1,28.

0

10

20

30

40

50

60

70

ultim

ate

forc

e(t

on

)

1 10 100

day

Larssen palen

Q = 19 ton0

A = 1.28

t = 1 day0

Figuur 5.13 Metingen op Larssen trekpalen vergeleken met berekeningen volgens Vergelijking (1)

Een tweede onderzoek betreft trekproeven op in de grond gevormde Vibro-palen (Heins

1973). De op de palen zijn trekproeven uitgevoerd en 1,5 jaar later is dit voor enkele palen

herhaald. Geconstateerd is, dat in dit geval de maximaal mogelijke trekkracht niet toeneemt,

maar juist afneemt. In LGM, 1973 wordt het vermoeden uitgesproken dat dit komt door

relaxatie van de horizontale grondspanningen in de tijd bij dit paalsysteem. Dit laatste

resultaat zou dus betekenen dat set-up nog wel eens sterk afhankelijke zou kunnen zijn van

het gebruikte paalsysteem.

5.7.2 Centrifugeproeven

Uit de literatuur is bekend dat wanneer palen langer in de grond zitten de sterkte toeneemt,

de zogenaamde set-up (zie vorige hoofdstukken). In dit hoofdstuk wordt onderzocht of dit ook

terug te vinden is in centrifuge proeven. Er zijn geen centrifugeproeven uitgevoerd speciaal



39

voor dit effect, maar er is gezocht of bestaande proeven er iets van terug te vinden is. Nu

blijkt uit de literatuur dat set-up gevonden wordt door ‘de tijd te nemen’ en die tijd is in een

centrifugeproef meestal niet aanwezig. Wel geldt dat er een logaritmisch verband gevonden

wordt tussen de mate van set up and de tijd. Dat zou betekenen dat er ook na korte tijd iets

van set-up te zien moet zijn.

Gebruikte proeven

Voor de analyse is gebruik gemaakt van centrifugeproeven die in het kader van onderzoek

naar crushing zijn uitgevoerd (Stoevelaar, Bezuijen et al. 2011). Bij deze proeven zijn palen in

met water verzadigd zand geduwd bij een verschillend g-niveau. Er is slechts 1 type paal

gebruikt, een roestvrijstalen paal met een diameter dan 11,3 mm. De paal werd in het zand

gedrukt tot een diepte van 6 keer de diameter (D), dan werd er een proefbelasting uitgevoerd,

daarna werd de paal verder gedrukt tot 12 D waarna weer een proefbelasting werd

uitgevoerd, vervolgens werd de paal door geduwd tot 24 D waarna een laatste proefbelasting

werd uitgevoerd. In deze analyse zijn alleen de proeven gebruikt waarin de paal met

constante snelheid werd weggedrukt.

Na de proefbelasting is de paal en dus ook het zand rondom de paal even in rust. Op dit

moment zou dus de wrijvingssterkte kunnen toenemen door set-up.

Analyse

Voor de verschillende proeven is de gemeten puntweerstand, kopweerstand en

schachtwrijving uitgezet. Bij alle proeven heeft die een verloop zoals is weergegeven in

Figuur 5.14 .

0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 3.0

Penetration resistance (MPa)

-1.5 -1.0 -0.5 0.0 0.5 1.0 1.5

300

280

260

240

220

200

180

160

140

120

100

80

60

40

20

0

Pene

tratio

nd

epth

80-g

mo

del(m

m)

Pile_head [kN]

Pile_tip [kN]

Pile_Friction [kN]

Proef 1 Figuur 5.14 Resultaat centrifuge proef. Palen gedrukt in zand. Weerstand op paalkop, paaltip en

schachtwrijving.(Ruis gereduceerd door gebruik te maken van een ‘moving average’ over 17 punten)

In deze figuur zijn de punten waar de krachten sterk afnemen de locaties waar de

proefbelastingen zijn uitgevoerd (deze proefbelastingen zijn niet opgenomen in de dataset).

40



Wanneer de paal weer wordt verder geduwd na de proefbelasting, is er enige verplaatsing

nodig voordat puntweerstand en kopweerstand weer op het niveau zijn van voor de

paalbelasting. De wrijving loopt echter vrijwel direct op tot hogere waarden dan voor de

proefbelasting. Dit resultaat is het duidelijkst bij de proefbelasting rondom 140 mm penetratie.

Bij 70 mm penetratie is de wrijving langs de paal nog te klein om dit te kunnen zien. Het

verschil in verloop is nog duidelijker te zien in het detail van Figuur 5.14 weergegeven

in Figuur 5.15 .

De schachtwrijving is bij het begin van penetreren, tussen 138 mm en 150 mm duidelijk hoger

dan voor de proefbelasting (tot 137 mm penetratie). Bij een penetratie van 150 mm en meer

zit de schachtwrijving weer ongeveer op de oorspronkelijke lijn. Het verschil is minimaal,

maar dit is ook te verwachten omdat de penetratie hooguit voor enkele minuten is gestopt.

Het verschil lijkt wel significant. De proeven 3, 7 en 10 vertonen een vergelijkbaar beeld na de

proefbelasting bij ongeveer 140 mm wegdrukken.

0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 3.0

Penetration resistance (MPa)

0.00 0.05 0.10 0.15 0.20 0.25 0.30

170

165

160

155

150

145

140

135

130

125

120

115

110

105

100

Penetr

ation

de

pth

of1-g

pro

toty

pe

(m)

Pile_head [kN]

Pile_tip [kN]

Pile_Friction [kN]

Proef 1 Figuur 5.15 Detail Figuur 5.14

Relaxatie en kruip

Uitgangspunt bij de beschrijvingen van Axelsson (Axelsson 2000) is dat er wat kruip

(doorgaande vervorming) is in het zand bij constante belasting of relaxatie bij een constante

verplaatsing (afname in de spanningen). Kruip en relaxatie ontwikkelen zich volgens de

literatuur volgens een logaritmische formule. Bij genoemde centrifugeproeven wordt aan het

einde van de proef de verplaatsing constant gehouden (de paal wordt niet verder

gepenetreerd) en neemt de penetratiekracht af. Voor proef 10 uit de serie is gecontroleerd of

deze relaxatie ook logaritmisch verliep en dat bleek het geval, zie Figuur 5.16 . Dit beeld was

overigens niet bij alle proeven even duidelijk. Minimale verplaatsingen in de paal door de

hydraulische plunger waarmee de paal wordt bestuurd, kunnen het beeld al ernstig verstoren.



41

0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

3.0

Pile

_tip_

1[k

N]

1 10 100 1,000

sample

Pile_tip_1 [kN]

Figuur 5.16 Gemeten relaxatie bij proef 10 uit de gebruikte serie en fit met logaritmische kromme (zwarte lijn)

Conclusie centrifugeproeven

Er lijkt ook in de centrifugeproeven sprake te zijn van set-up, al is de gemeten waarde

minimaal. Het verdient aanbeveling bij volgende proeven bewust wat langer te wachten zodat

de set-up groter wordt. Omdat nu alleen een minimale set-up is gemeten was het niet

mogelijk om te onderzoeken of deze spanningsafhankelijk was.

5.8 Aanbevelingen voor praktijk

Bullock et al. (2005) achten wat zij noemen de side shear set-up (SSS), dus de toename van

de schachtwrijving in de tijd, zodanig bewezen, dat ze adviseren deze ook toe te passen in de

praktijk. Ze stellen daarbij voor om gebruik te maken van de al eerder gegeven formule:

0

100 log.1.t

tAQQt

(5)

en daarbij voor t0 1 dag te gebruiken. Zonder nadere gegevens stellen zij voor een

conservatieve waarde voor A te gebruiken van 0,1. Zij realiseren zich dat dit conservatief is,

omdat er in de verschillende metingen 0,2 of meer is gevonden. Zij stellen echter dat de

meeste metingen de waarde van de set-up overschatten omdat dit zogenaamde ‘staged’

metingen zijn. Een zelfde paal wordt een aantal keer belast op verschillende tijdstippen na

het aanbrengen. Dit is anders dan wanneer een aantal palen ongeveer gelijktijdig wordt

ingeheid en daarna op verschillende tijdstippen worden belast (unstaged). Bullock et al.

(2005) analyseerden een aantal proeven en komen tot de conclusie dat de set-up bij

unstaged belasten slechts ongeveer 40% is van de set-up bij staged proeven. Dit zou worden

veroorzaakt door ‘preshearing’ in staged proeven. Dit is een wat opmerkelijk resultaat, omdat

bij het in sectie 4.2 genoemde Noorse onderzoek zou zijn gevonden dat unstaged proeven

een grotere set-up hebben. De invloed staged/unstaged vergt dus nog nader onderzoek.

Een hogere waarde van A zou kunnen worden toegepast na het uitvoeren van

proefbelastingen. In een ander artikel stelt Bullock dat hiervoor dynamische proefbelastingen

zeer geschikt zijn. Het mobiliseren van een statische proefbelasting duurt minimaal een dag

en dat betekent dat het bepalen van enkele meetpunten in het draagvermogen een

langdurige inspanning is. Volgens Bullock geldt de hierboven gegeven formule echter ook

voor hele korte tijden. Door tijdens het heien te meten en voor de laatste heiklappen even te

stoppen is het mogelijk om de set-up in de eerste minuten te bepalen. De hierboven

42



beschreven centrifugeproeven geven in elk geval aan dat de relaxatie in de eerste minuten

beschrijven kan worden met een logaritmische kromme. Analyseren van de een dynamische

proefbelasting met het programma CAPWAP zou een goede overeenkomst geven tussen

een statische proefbelasting en een dynamische. Ook als zou die overeenkomst tussen een

statische en dynamische belasting niet zo goed zijn als voorgesteld door Bullock, dan nog

kan deze mogelijk worden gebruikt om tijdseffecten te bepalen.

Het in rekening brengen van de set-up heeft een significante invloed op het berekende totale

paaldraagvermogen. Dit blijkt uit Figuur 5.17, waar gerekend is met verschillende waarden

van A over een periode van 2 jaar (een statische proefbelasting zal ongeveer binnen een

week na inheien van de paal worden uitgevoerd. Na twee jaar (700 dagen) is de factor A met

een factor 2 volgens Vergelijking (1) toegenomen.

Aangenomen is dat voor ondiep in het zand gefundeerde palen de draagkracht goed wordt

voorspeld door de NEN-norm, echter wanneer de paalpunt zich meer dan 6 D in het zand

bevindt is het werkelijke paaldraagvermogen maar 60% van het met de NEN-norm berekende

waarde. Door set-up zal echter deze waarde weer toenemen. Voor A=0 is er dus geen set-

up. A=0,1 is de minimale waarde die volgens Bullock (2005) altijd in rekening kan worden

gebracht. A=0,2 is een waarde die veel wordt genoemd voor zand. A=1 is een waarde die

ook regelmatig wordt gemeten, maar die dicht zit bij wat er maximaal mogelijk is.

Voor hogere waarden van A kan de set-up dus het gehele effect van de kleinere

paalpuntweerstand ruimschoots compenseren. Er is daarom alle reden om de A-waarde te

bepalen voor de Nederlandse omstandigheden en voor de meest gebruikte paaltypen.

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0

1.2

1.4

1.6

Ve

rho

ud

ing

t.o.v

.N

EN

0 2 4 6 8 10 12 14

diepte in zand (x/D)

A=0

A=0.1

A=0.2

A=1

Figuur 5.17 Berekende invloed set-up op paaldraagvermogen voor verschillende waarden van A. Aangenomen is

dat zonder set-up de paalweerstand gelijk is aan wat volgt uit de NEN procedure wanneer de paalpunt

nauwelijks in het zand zit (x/D=0), voor X/D=6 is de puntweerstand nog 0,6 maal de weerstand volgens

de NEN. Een uitgangspunt voor de berekening is een grondprofiel met een constante conusweerstand

in het zand, boven het zandpakket een conusweerstand van nul



43

5.9 Aanbevelingen voor uit te voeren proeven

De aanwijzingen uit de meeste proefgegevens geven een positief beeld over de rol van een

verbetering van de schachtwrijving in de tijd als verborgen veiligheid in de huidige

ontwerpaanpak van grondverdringende funderingspalen.

Op basis van de beschikbare gegevens wordt aanbevolen om nader onderzoek uit te voeren

naar de verbetering van de schachtweerstand in de tijd voor de Nederlandse

omstandigheden.

Voor het vaststellen van de verbetering in de Nederlandse ondergrond is het noodzakelijk om

veldonderzoek in de vorm van proefbelastingen uit te voeren. Daarmee kan worden

vastgesteld in welke range de A-waarden zich bevinden. Daarnaast wordt aanbevolen om

een studie (met eventueel laboratoriumonderzoek) uit te voeren, waarbij een consistent beeld

van het mechanisme wordt vastgesteld.

Voordat het positieve effect in de praktijk in rekening kan worden gebracht, is het belangrijk

dat de volgende vragen worden beantwoord:

Mag van de maagdelijke ontwikkeling van de draagkracht worden uitgegaan en welke

A kan dan worden gebruikt;

Mag bij wisselbelastingen/variaties van belastingen worden uitgegaan van de

minimum lijn? (A=0,1?);

Bij welk wisselniveau (spanningen/of rekken/of slipwaarde op paal/grondinterface) is

gedrag positief/neutraal/negatief?

Wat is de snelheid van toename van de draagkracht van eerder bezweken palen?

Een veldonderzoek kan worden opgebouwd volgens het schema van het lopende Noorse

onderzoek. Daarbij worden trekpalen op verschillende tijdstippen identieke palen aan

maagdelijke proeven onderworpen.

Het effect van de herhaalde proeven op dezelfde paal is belangrijk om de minimum lijn

(A=0,1/0,2?) aan te tonen.

In het proevenprogramma moeten wisselbelastingen worden toegepast om vast te stellen hoe

de maagdelijke draagkrachtontwikkeling negatief wordt beïnvloed en wat de daarbij geldende

minimum A-waarde is. Deze proeven kunnen conformeren dat het restgedrag niet onder de

minimumlijn uitkomt.

Het proefprogramma moet worden begeleid door een studie naar het mechanisme van het

fenomeen. Zonder dit inzicht is het niet mogelijk om de veldresultaten te vertalen naar andere

omstandigheden/paaltypen.

In het proefprogramma moeten de volgende variabelen worden meegenomen:

Paallengte;

Paaltype (grondverdringend, matig grondverdringend, grondverwijderend);

Paaldiameter;

Diverse schema’s voor belastingwisselingen.

Voorgesteld wordt om in 2012 een beperkt programma uit te voeren op één locatie met

enkele palen om het effect voor Nederlandse omstandigheden aan te tonen.

44





45

6 Blijvende kracht aan de paalpunt

6.1 Inleiding

Restspanningen in palen kunnen worden veroorzaakt door terugveren van de ondergrond en

de bijbehorende elastische verlenging van de paal na installeren van de paal. Daarnaast

kunnen restspanningen worden veroorzaakt door zakkende grondlagen.

Het aspect zakkende grondlagen kan bij beproeven van palen enige tijd na plaatsing

belangrijk worden door de ontwikkeling van de negatieve kleef in de samendrukbare

grondlagen en door meezakkende zandlagen. Hieraan moet bij een proefprogramma met

langdurige metingen aandacht worden gegeven.

De restspanningen door het installatieproces kunnen een verstoring geven van de analyse

van de proef. Dit effect is belangrijk bij lange palen en grote grondstijfheid. De terugvering

van de paal levert een neerwaarts gerichte wrijving op de paalschacht die evenwicht maakt

met een restkracht aan de paalpunt bij een geheel onbelaste paalkop. Bij de splitsing van de

aan de paalkop gemeten kracht in het aandeel paalpunt en paalschacht wordt het aandeel

paalpunt met de waarde van de restkracht onderschat en het aandeel van de schachtwrijving

wordt dan met dezelfde waarde overschat.

6.2 Metingen

In CUR 229 (CUR 2010) zijn meetresultaten gepresenteerd van gemeten restspanningen

tijdens installatie van grondverdringende palen. In Xu (X.Xu&J.A.Schneider&B.M.Lehane

2008) worden restkrachten aan de paalpunt gerapporteerd. Enkele bepalingen van de

restkrachten worden onbetrouwbaar genoemd; deze zijn in Figuur 6.1 weggelaten. In deze

grafiek lijkt de blijvende kracht aan de paalpunt pas relevant te zijn bij een penetratiediepte

van circa 20 diameters in het zand.

In (L.M.Zhang&HaoWang 2007) worden proeven op zeer lange palen beschreven (H-profiel

305x305 mm), tot een lengte van 60 m met 18 instrumentatieniveaus. Tijdens de installatie

van de palen is op diverse dieptes de restkracht gemeten. Het grondprofiel bestaat uit een

samendrukbare toplaag met een dikte van ca. 10 m en zandlagen met een dikte van 20 m.

De lagen daaronder bestonden uit compleet of gemiddeld verweerd graniet in de vorm van

fijn tot grof zand met gravel.

46



Figuur 6.1 Verhouding restkracht aan paalpunt t.o.v. de gemeten kracht aan de paalpunt. De paallengte is de

diepte in het zand.(X.Xu&J.A.Schneider&B.M.Lehane 2008) gerapporteerd in CUR 229 (CUR, 2010)

In Figuur 6.2 zijn de resterende puntkrachten gepresenteerd. De metingen vertonen een

aanmerkelijke variatie. Het valt op dat de restkrachten relatief beperkt zijn voor een

paalpenetratie tot circa 10 m in het zand (beperkt aantal waarnemingen), wat overeenkomt

met een paallengte/diameter verhouding van 33.

Figuur 6.2 Restkracht aan de punt als functie van de penetratielengte (L.M.Zhang&HaoWang 2007)

Voor het kwantificeren van een restkracht aan de paalpunt heeft (Alewneh 2000) een

correlatie afgeleid die gebaseerd is op een beperkte database met metingen uit de literatuur.

Zie Figuur 6.3. De in groen aangegeven punten zijn de restspanningen vastgesteld door een

directe meting met rekstroken of andere instrumentatie. De overige punten in de grafiek zijn

hoofdzakelijk bepaald een proevenserie per paal waarbij de drukproef wordt gevolgd door

een trekproef; de restkracht kan daarmee worden benaderd volgens de aanpak van Hunter-

Davisson (1996).

Tevens zijn meetgegevens in los zand en vast zand weergegeven van een stalen modelpaal

met gesloten punt: diameter 89 mm en lengte van circa 1,6 m.



47

De gevonden correlatie blijkt de meetpunten redelijk te benaderen. Het gedrag wordt bepaald

door de relatieve flexibiliteitfactor η:

p

p

E

G

A

A

D

L

(6)

Waarin is:

L de lengte van de paal (in het zand)

D de diameter van de paal

Ap de doorsnede van de paal uitgaande van de buitendiameter

A de doorsnede van de paal; A = Ap voor een massieve paal

G de glijdingsmodulus van de grond

Ep de elastiteitsmodulus van de paal

Figuur 6.3 Correlatie tussen restkracht aan de paalpunt en dimensieloze Pile Flexibility Factor η

Met deze aanpak kan voor de Nederlandse praktijk een schatting worden uitgevoerd van de

restkracht aan de paalpunt voor een grondverdringende paal met diameter van 0,3 m.

Voor diverse paallengten is het berekeningsresultaat weergegeven in Figuur 6.4 .

L = 0,9 m tot 18 m (diepte in het zand)

D = 0,3 m

A/Ap =1 (massieve paal)

G = 40 MPa (kleine rekken)

Ep = 25.000 MPa (beton)

48



Figuur 6.4 Restspanning aan de paalpunt; prefab paal 0,3 m; div. L/D-waarden

Op grond van dit model blijkt dat de restkracht aan de paalpunt tot een lengte/-

diameterverhouding van circa 10 beperkt zou blijven tot 50 kN. Het effect kan op grond

hiervan van beperkt belang worden geacht bij de interpretatie van proefbelastingen.

6.3 Conclusie

Voor een tweetal database met proefbelastingen zijn de restkrachten aan de paalpunt door

metingen vastgesteld. Uit zowel de gegevens van Xu (X.Xu&J.A.Schneider&B.M.Lehane

2008) als uit de gegevens van Alewneh (Alewneh 2000) alsmede uit de metingen van Zhang

(L.M.Zhang&HaoWang 2007) blijkt dat de invloed van de restspanningen tot een diepte van

in 20 D in de zandlaag beperkt is.

De Nederlandse rekenregels zijn gebaseerd op proefbelastingen, waarbij de restkrachten niet

zijn vastgesteld door het op nul stellen van de opnemers bij aanvang van de

proefbelastingen. Omdat de proefbelastingen voornamelijk zijn uitgevoerd op palen ondiep in

het zand is de geïntroduceerde onnauwkeurigheid beperkt.

Het ontbreken van de restspanningen in de analyses vormt geen aanleiding om de indertijd

bepaalde draagkrachtverdeling tussen paalpunt en paalschacht te veranderen.



49

7 Afsnuiten – limietwaarden

7.1 Inleiding

Het empirische model Nederlandse rekenmodel is gebaseerd op een correlatie met de

conusweerstand voor de schachtwrijving en voor de draagkracht van de paalpunt. Voor de

paalpunt wordt een gewogen gemiddelde bepaald van de conusweerstanden in een traject

boven en onder de paalpunt. De uitkomsten van de berekeningen worden gemaximeerd op

een vaste waarde, het zogenaamde afsnuiten. In principe wordt hiermee een grens van het

rekenmodel aangegeven. Boven de limietwaarden is er geen relatie meer tussen de

conusweerstand en de betreffende draagkrachtcomponent. Een eventuele verhoging van de

limietwaarden zou voor de grondlagen met hoge conusweerstanden leiden tot een hogere

draagkracht van de paal. Omdat er geen proefbelastingen zouden zijn die hogere waarden

rechtvaardigen is indertijd gekozen voor het toepassen van limietwaarden.

Aan de hand van literatuur is nagegaan of er reden is om de werkwijze met limietwaarden

opnieuw in overweging te nemen.

7.2 Algemene beschouwing

Bij de evaluatie van proefbelastingsresultaten moet in vast gepakt zand (hoge qc) met een

hoge conusweerstand een keuze worden gemaakt tussen:

Eerst qc afsnuiten en daarna de factor bepalen; dit is geval A in onderstaande figuur

met als resultaat de waarde A;

qc niet afsnuiten en de factor bepalen; dit is geval B in de figuur met als resultaat de

waarde B.

De waarden van qs en qb in de ontwerpberekening volgens methode B blijven lager dan de

gemeten waarde, aangeduid met symbool .

In CUR-publicatie 236 Ankerpalen (CUR) is bij de evaluatie van de resultaten van een

proefbelasting voorgeschreven dat als de werkelijke conusweerstand qc hoger is dan de

limietwaarde qc;lim, eerst qc moet worden afgesnoten en dan de factor moet worden

bepaald, dat wil zeggen volgens A. Deze -waarde is alleen geldig voor het betreffende

project als de ankerpalen in dezelfde vast gepakte zandlaag met dezelfde qc (=qc;proefbelasting)

worden geplaatst als de proefpalen. Voor deze vast gepakte zandlagen wordt met deze -

waarde de gemeten schachtwrijving berekend. Voor zandlagen met qc<qc;lim is deze -

waarde mogelijk te gunstig, aangezien met deze -waarde een draagkracht wordt berekend

die niet in de meting is aangetoond.

In CUR-publicatie 2001-4 Ontwerpregels voor trekpalen (CUR) is methode B toegepast voor

de bepaling van t-waarden. Deze t-waarden zijn algemeen geldig binnen Nederland. Bij de

interpretatie van de proefresultaten is niet afgesnoten, hetgeen bij hoge qc leidt tot een lage

(veilige) waarde van t, namelijk B in de figuur. Bij de ontwerpberekening wordt wel

afgesnoten hetgeen opnieuw een (lage) veilige waarde van de draagkracht geeft, namelijk

punt B in de figuur.

Opmerking

CUR-publicatie 236 gaat over op trek belaste ankerpalen, en derhalve over de bepaling van

t. Voor de waarde van qc;lim is 20 MPa (groutankers en GEWI-palen) respectievelijk 15 MPa

(schroefinjectiepalen en ingetrilde ankerpalen) aangegeven. In de procedure is ook nog een

limietwaarde voor qs gegeven, namelijk 500 kPa (groutankers en GEWI-palen) respectievelijk

375 kPa (schroefinjectiepalen en ingetrilde ankerpalen).

50



Figuur 7.1 Mogelijke werkwijzen bij interpretatie proefbelastingsresultaten

7.3 Puntweerstand

7.3.1 Huidige regelgeving en achtergrond

In NEN 9997-1 staat in art. 7.6.2.3(e) het volgende over het afsnuiten van de puntweerstand:

qb;max is de maximum puntweerstand, in MPa, die niet hoger mag zijn dan 15 MPa

De limietwaarde van 15 MPa is in 1977 door Te Kamp (TeKamp 1977) voorgesteld, waarbij

hij zich baseert op in Nederland uitgevoerde proefbelastingen. Hij zegt: "De maximum

waarde, die de paalpuntspanning in bezwijktoestand kan bereiken, hangt onder andere af van

de dichtheid, hoek van inwendige wrijving en de breuksterkte van de zandkorrels. In principe

moet de limietwaarde voor de paalpuntspanning van grondverdringende palen ongeveer

gelijk zijn aan de gemeten conusweerstand.” Wij passen de limietwaarde van 15 MN/m2 toe

omdat, voor zover bekend, er niet voldoende proefbelastingen voorhanden zijn die hogere

puntweerstanden hebben aangetoond. Wel zijn in Japan palen beproefd in vaste,

grindhoudende zandlagen die puntspanningen van 25 MN/m2 te zien gaven doch de gemeten

conusweerstand bedroeg in die lagen ongeveer 50 MN/m2."

Bij proefbelastingen op prefab betonpalen en stalen palen op de Maasvlakte

(Funderingstechnologie dec 1995) is voor de puntweerstand in zand met OCR < 2 een

limietwaarde aangetoond van 20 MPa, te gebruiken in combinatie met p = 0,8.

De API (American Petroleum Institute) (API october 2007) geeft in zijn aanbeveling een

limietwaarde van 12 MPa voor de puntweerstand in zeer vast gepakt zand en vast gepakt

grind. Volgens deze aanbeveling wordt de puntweerstand berekend als p0Nq.

qs of qb

A

B

qc;lim

B A

O qc;proefbelasting qc



51

7.3.2 Literatuurstudie

Foray,P., L. Balachowski, and J-L. Colliat, Bearing capacity of model piles driven into

dense overconsolidated sands (Foray.P&Balachowski.L&Colliat.J.L 1998)

Dit artikel gaat over modelproeven op open stalen buispalen. Markante resultaten zijn

gegeven in onderstaande figuren 8 en 9 uit de publicatie.

De puntweerstand betreft de pluggende paal. Dit is vastgesteld door proefbelastingen uit te

voeren na het gedeeltelijk of geheel uitboren van de plug.

Als bezwijkcriterium is een paalkopzakking van 10%D gekozen.

Tijdens het inheien van de paal is mogelijk verbrijzeling (crushing) opgetreden. Verbrijzeling

ontstaat volgens de auteurs bij een gemiddelde spanning van 10 MPa.

Figuur 7.2. Resultaten Foray et al.(1998)

In de figuren is ook het verloop van de in de proefopstelling gemeten conusweerstand

getekend. In figuur 8 is ook de API-lijn getekend met limietwaarde 12 MPa. De

proefresultaten geven een hogere limietwaarde, namelijk circa 15 MPa voor normaal

geconsolideerd zand en circa 20 MPa voor overgeconsolideerd zand. De limietwaarden

worden bereikt bij een verticale korrelspanning van meer dan 200 kPa, dat wil zeggen op een

diepte van meer dan 20 m. Uit figuur 9 blijkt de grote invloed van de horizontale spanning op

de puntweerstand en de conusweerstand.

52



Tabel 1 in het artikel geeft de voorgestelde limietwaarden voor puntweerstand en

schachtwrijving.

Tabel 7.1 Limietwaarden volgens API

7.4 Schachtwrijving

7.4.1 Huidige regelgeving en achtergrond

Bij de bepaling van de schachtwrijving staat in art. 7.6.2.3(i) van NEN 9997-1:

qc;z;a is de conusweerstand bepaald volgens 7.6.2.3(i..k), waarbij pieken in het qc-diagram

hoger dan 12 MPa bij 12 MPa moeten zijn afgesnoten. Als de laag waarin de

gemeten conusweerstand (qc) een dikte heeft van meer dan 1 m mag zijn

afgesnoten bij de laagste in die laag gemeten qc-waarde met een maximum van

15 MPa, (zie figuur 7.j (hier niet opgenomen)).

Dit houdt in dat de schachtwrijving voor prefab palen (s = 0,010) gelimiteerd is tot 120 kN/m2

respectievelijk 150 kN/m2.

Voor grondverdringende in de grond gevormde paalschachten (s = 0,012 à 0,014) is de

schachtwrijving gelimiteerd tot 144 kN/m2 respectievelijk 210 kN/m

2.

Te Kamp (TeKamp 1977) meldt in 1977 dat de wrijvingsweerstand van grondverdringende

palen meestal wordt gelimiteerd tot 120 kN/m2. Alleen als proefbelastingen hogere waarden

aangeven, mogen deze worden gebruikt.

Bij proefbelastingen op prefab betonpalen en stalen palen op de Maasvlakte

(Funderingstechnologie dec 1995) is voor de schachtwrijving in zand met OCR < 2

aangetoond van 230 kPa. In het onderste deel (tot 0,8Deq boven de paalpunt) is een hogere

waarde gevonden.

De API (American Petroleum Institute) (API october 2007) geeft in zijn aanbeveling een

limietwaarde van 115 kPa voor de schachtwrijving in zeer vast gepakt zand en vast gepakt

grind. Volgens deze aanbeveling wordt de schachtwrijving berekend als Kp0tan. Opgemerkt



53

wordt dat 115 kPa een zeer lage waarde is. Bij proefbelastingen (onder andere Eemshaven)

zijn veel hogere waarden gevonden, namelijk oplopend tot 300 à 600 kPa vlak boven de

paalpunt.

7.4.2 Literatuurstudie

Foray,P., L. Balachowski, and J-L. Colliat, Bearing capacity of model piles driven into

dense overconsolidated sands (Foray.P&Balachowski.L&Colliat.J.L 1998)

Dit artikel over modelproeven op open stalen buispalen in dicht gepakt zand biedt ook

interessante informatie over schachtwrijving. Een markant resultaat is gegeven in

onderstaande figuur 11 uit de publicatie.

Figuur 7.3 Frictie vs horizontale beperkte druk

De wrijvingsweerstand neemt uiteindelijk toe to maximaal circa 300 kPa bij een horizontale

korrelspanning van meer dan 500 kPa.

De in het artikel voorgestelde limietwaarde voor de schachtwrijving is gegeven in de Tabel

7.1.

Bustamante, M., M. Gambin, L. Gianeselli, Pile design at failure using the Menard

pressuremeter: an up-date (Bustamante.M&Gambin.M&Gianeselli.L 2009)

Het artikel geeft een overzicht van resultaten van proefbelastingen op verschillende palen

gedurende de afgelopen 30 jaar. Het grondonderzoek bij de beschouwde projecten heeft

bestaan uit Ménard pressiometerproeven. Figuur 2 uit de publicatie geeft de schachtwrijving

als functie van de limietdruk voor verschillende paaltypen (in vast gepakt zand plm> 2,5 MPa).

Lijn Q10 is alleen van toepassing op palen in verweerd gesteente.

Voor palen in zand geldt bijvoorbeeld:

lijn Q1 voor geheide open stalen buispalen, qs 50 kPa;

lijn Q2 voor geheide gesloten stalen buispalen, H-palen en damwandprofielen,

qs 110 kPa;

lijn Q3 voor geheide prefab beton palen en geheide, in de grond gevormde

betonpalen, qs 160 kPa;

lijn Q4 voor avegaar palen (CFA), qs 220 kPa;

lijn Q8 voor geheide gegroute palen, qs 550 kPa.

54



Figuur 7.4

7.5 Conclusie

Puntweerstand

Uit de beschikbare informatie en de onderzochte literatuur lijkt geen aanleiding te bestaan de

huidige limietwaarde voor de puntweerstand, 15 MPa, te verhogen. Sommige publicaties

geven een waarde van 20 MPa maar dit betreft dan overgeconsolideerd zand, of een

speciaal paaltype (gegroute paal met kleine diameter).

Wrijvingsweerstand

Verhoging van de limietwaarde van de schachtwrijving lijkt wel een reële optie. Concrete

uitwerking van een voorstel vraagt een nadere studie.



55

8 Verdichting door groepseffect

8.1 Verdichting in relatie tot qc - factor f1

Bij het aanbrengen van grondverdringende palen zal verdringing plaatsvinden gelijk aan

verdringingsvolume van de paal. Verdichting betekent een volumeafname van het

korrelskelet rond de paalschacht. CUR-publicatie 2001-4Trekpalen (CUR) geeft hiervoor de

verdichtingsfactor f1. Hierbij is voor de verdichtingszone 6Deq gehanteerd. De onderstaande

tabel geeft het verwachte effect, afhankelijk van de initiële relatieve dichtheid.

Relatieve

dichtheid Re

zand

Verdichting door

heien

Volumeafname

door verdichting

Horizontale

opspanning door

grondverdringing

Effect op

schachtwrijving

Laag ++ ++ - tot + +

Matig + + + +

Hoog - 1) - tot - - ++ ++

Legenda

++ Veel

+ Matig

- Weinig

- - Zeer weinig

1) eerder verbrijzeling

Tabel 8.1 Verwacht effect aanbrengen grondverdringende paal

Zand met lage relatieve dichtheid en lage conusweerstand

door inheien van een grondverdringende paal zal verdichting optreden van de zone

rondom de paal, afhankelijk van de in de grondgebrachte energie. De spanningen rondom de

paal zullen niet of nauwelijks veranderen. Door de verdichting zal de conusweerstand en

derhalve de schachtwrijving toenemen.

Zand met hoge relatieve dichtheid en hoge conusweerstand

door inheien van een grondverdringende paal zal eerder opspanning optreden dan

verdichting (of i.c.m. met enige verdichting / verbrijzeling) in de zone rondom de paal.

Hierdoor zal een aanzienlijke verhoging van de horizontale spanningen op de paalschacht

optreden en derhalve een hogere schachtwrijving. Of de hogere schachtwrijving ook leidt tot

een hogere effectieve draagkracht per paal in een groep is ook afhankelijk van de

paalafstanden i.c.m. de afdrachtmogelijkheden naar de omgeving in het draagkrachtige

zandpakket.

In de systematiek van CUR 2001-4 is met de factor f1 een relatie gelegd tussen toename in

Re door afname van het poriëngetal e en de toename van de conusweerstand qc. Dit effect

zou voor op druk belaste paalgroepen verder kunnen worden gekwantificeerd door een

hogere schachtwrijving, voor zover deze niet de al de limietwaarde had bereikt. Figuur 8.1

geeft het verloop van de factor f1 als functie van de hart-op-hart-afstand s van de palen en het

initiële poriëngetal e0. Tevens geeft Figuur 8.1 de verdichtingsgraad. Een verdichtings-

percentage (eigenlijk verdringingspercentage) van meer dan 7 à 8% is niet realistisch.

56



In CUR 2001-4 is tevens aangegeven hoe e0 uit de conusweerstand qc en de verticale

korrelspanning berekend kan worden. De formule, die geldig is voor normaal geconsolideerd

zand, is hier niet verder beschouwd. Ten behoeve van figuur 8.1 is als ingang direct een

waarde voor e0 gekozen.

verdringingspercentage

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00

3,0 3,5 4,0 4,5 5,0 5,5 6,0

s/Deq [-]

f1 [

-]

e0 = 0,4 e0 = 0,6 e0 = 0,8

delta (e) = 0,4

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

Figuur 8.1 Verdichtingsfactor f1 voor een paal in een symmetrisch palenveld

Paal in een rij

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00

2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0 5,5 6,0

s/Deq [-]

f 1 [

-]

e0 = 0,4 e0 = 0,6 e0 = 0,8

delta (e) = 0,4

Figuur 8.2 Verdichtingsfactor f1 voor een paal in een palenrij

De in CUR 2001-4 gegeven formule voor f1 gaat uit van een enigszins arbitrair gekozen

invloedsgebied met een straal van 6Deq. Voor een paalafstand groter dan 6Deq geldt f1 = 1,0.

Het verdient aanbeveling de grootte van het invloedsgebied nader te onderbouwen.



57

8.2 Spanningsverhoging ondergrond - factor f2

Afdracht van de paalbelasting in bovenliggende lagen leidt bij een op druk belaste paalgroep

tot spanningsverhoging in de funderingslaag, waar de paalpunt in geplaatst is. Deze

spanningsverhoging wordt niet expliciet in rekening gebracht.

Bij de berekening van de trekweerstand van palen wordt de spanningsverlaging door een

paalgroep wel in rekening gebracht, aangezien deze spanningsverlaging leidt tot een lagere

weerstand. In CUR 2001-4 is hiervoor de factor f2 opgenomen (voor paalgroep f2 < 1).

Bij op druk belaste palen leidt de spanningsverhoging tot een hogere draagkracht. De

spanningsverhoging zou door middel van de factor f2, die bij op druk belaste palen uiteraard

groter is dan 1,0 (f2 > 1), in rekening kunnen worden gebracht, hetgeen zou leiden tot een

hogere draagkracht. Dit zou voor een aantal gevallen nader moeten worden geanalyseerd,

bijvoorbeeld met een 3D model om een inschatting te maken van de te verwachten invloed.

8.3 Praktijkmetingen

8.3.1 Bouwput Oosterdokseiland Amsterdam

Voor bouwproject Oosterdokseiland te Amsterdam is door middel van berekeningen en

metingen (sonderingen) geverifieerd of de hiervoor vermelde berekening van de factor f1 een

veilige, betrouwbare voorspelling van de heiverdichting geeft. Enkele gegevens: - prefab beton palen 450 mm (Deq = 508 mm), lengte circa 20 m; - hart-op-hart-afstand 1,8 x 1,8 m; - paalpuntniveau NAP -25/-26 m; - controlesonderingen ter verificatie van de heiverdichting; - gemiddelde verhouding s / D = 1,8 / 0,508 = 3,5 hetgeen betekent dat gemiddeld 8

palen binnen de invloedszone 6Deq vallen; - gemiddelde verdringingsgraad 0,45

2 / 1,8

2 = 6,3% .

In een paalgroep is, alvorens de laatste paal te installeren, een sondering op de locatie van

die paal gemaakt om het verdichtingseffect van de overige palen in de groep te kunnen

bepalen.

De gemeten conusweerstand, zie Figuur 8-4, in de vaste zandlaag na het heien van de palen

blijkt, afgezien van uitschieters, circa 2 x hoger te liggen dan de gemeten conusweerstand na

het ontgraven van de bouwput. Dit is ongeveer gelijk aan de theoretische waarde voor f1.

Opgemerkt wordt dat rondom het paalpuntniveau de verhouding ongeveer 1,5 bedraagt.

58



Figuur 8.3 Palenplan en sondeerlocaties bouwput Oosterdokseiland

16 18 20 22 24 26 28 30 Conusweerstand,q c [MPa]

.0 .1 .2 .3 .4 .5

Wrijvingsweerstand,f s [MPa]

0246810

Wrijvingsgetal,R f [%]

a

Opdr. 1004-0044-001

Sond. DKM EX2

AANVULLEND ONDERZOEK KAVEL 3 - 5 OOSTERDOKSEILAND

AMSTERDAM

Sondering volgens norm NEN 5140: klasse 2conustype cylindrisch elektrisch a afwijking van de vertikaal

Opg. : PLD/GFR d.d. 02-Sep-2004

Get. : KGR d.d. 06-sep-2004

conus : F7.5CKE/B X = 122442.828

Y = 487726.276

SONDERING MET PLAATSELIJKE KLEEFMETING

MV = NAP m-6.33

35

37

38

36

37

37

30

35

31

-30

-29

-28

-27

-26

-25

-24

-23

-22

-21

-20

-19

-18

-17

-16

-15

-14

-13

-12

-11

-10

-9

-8

-7

-6

-5

Die

pte

t.o

.v. N

AP

[m

]

0 2 4 6 8 10 12 14

01

1

2

2

2

3

-30

-29

-28

-27

-26

-25

-24

-23

-22

-21

-20

-19

-18

-17

-16

-15

-14

-13

-12

-11

-10

-9

-8

-7

-6

-5

Die

pte

t.o

.v. N

AP

[m

]

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30 Conusweerstand,q c [MPa]

.0 .1 .2 .3 .4 .5

Wrijvingsweerstand,f s [MPa]

0246810

Wrijvingsgetal,R f [%]

a

38

47

59

62 65 67 66 67 72

73 68 52

46

46 36 34

38

37

34

37

44

43 34

36

36 32

30

34

31

35

34

36

34

00

0

0

0

0

0

SONDERING MET PLAATSELIJKE KLEEFMETING

AANVULLEND ONDERZOEK KAVEL 3 - 5 OOSTERDOKSEILAND

PLD/GFR

AMSTERDAM

Get. :

Opg. :

KGR 06-sep-2004

02-Sep-2004d.d.

d.d.

Sond.

Opdr.

a afwijking van de vertikaal conustype cylindrisch elektrischSondering volgens norm NEN 5140: klasse 2

-6.00

F7.5CKE/B

MV = NAP

conus :

m 487726.653

122419.535

Y =

X =

DKM EX3

1004-0044-001

na ontgraven na heien palen

Figuur 8.4 Vergelijking qc DKM EX2 (voor) met DKM EX3 (na)bouwput Oosterdokseiland

PPN

NAP -25/-26 m



59

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5

Verandering conusweerstand ---->

Die

pte

in

m t

.o.v

. N

AP

EX3; na heien ten

opzichte van EX2 na

ontgraven

Figuur 8.5 Gemeten verandering qc door heien van palen

8.3.2 Bouwput HSL Ringvaartaquaduct

Voor bouwput HSL Ringvaartaquaduct te Abbenes is door middel van metingen

(sonderingen) geverifieerd wat de toename van de conusweerstand door het aanbrengen

heien van palen is. Enkele gegevens:

Vibro-combipalen D = 508 mm, lengte circa 30 m;

hart-op-hart-afstand circa 2,5 x 2,5 m;

paalpuntniveau NAP -30/-31 m;

controlesonderingen ter verificatie van de heiverdichting;

gemiddelde verhouding s / D = 2,5 / 0,508 = 4,9 hetgeen betekent dat gemiddeld 4

palen binnen de invloedszone 6Deq vallen;

gemiddelde verdringingsgraad ¼ 0,5082 / 2,5

2 = 3,3%.

De gemeten conusweerstand in de vaste zandlaag na het heien van de palen blijkt circa ten

minste 1,5 x hoger te liggen dan de gemeten conusweerstand na het ontgraven van de

bouwput. Dit is hoger dan de theoretische waarde f1 = circa 1,2. Opgemerkt moet worden dat

de sondering na heien niet ter plaatse van een nog te heien paal is uitgevoerd maar tussen

de palen in.

PPN

NAP -25/-26 m

60



Figuur 8.6 Bouwput HSL Ringvaartaquaduct

Vergelijking sondering DKM4 (voor) met DKM6-01 (na)

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

0 10 20 30 40

Conusweerstand in MPa

Die

pte

t.o

.v.

NA

P

voor het heien

na het heien

Figuur 8.7 Vergelijking qc sondering DKM4 (voor) met DKM6-01 (na)



61

0,50

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00

-40,00-35,00-30,00-25,00-20,00-15,00-10,00

diepte (m NAP)

qc n

a /

qc v

oo

r

Figuur 8.8 Verhouding qc sondering DKM4 (voor) met DKM6-01 (na)

8.3.3 Westpoort Amsterdam

Voor een bouwproject in Westpoort Amsterdam zijn prefab palen geheid in een palenplan met

2-, 3- en 4-paalspoeren, zie Figuur 8.9. Het palenveld is niet zeer dicht. De stramienmaat

bedraagt circa 5,5 m. Enkele gegevens:

prefab beton palen 320 en 350 mm (Deq = 361 en 394 mm), lengte circa 24 m;

hart-op-hart-afstand s en verhouding s / D:

o 2-paalspoer 320 mm s = 1,2 m s / D = 3,3



theoretisch paalpuntniveau NAP -23,5 m; controlesonderingen ter verificatie van de heiverdichting, zie Figuur 8.10 t/m Figuur 8.12.

Figuur 8.9 Paalgroepen

4-paalspoer 350 mm

hart-op-hart-afstand 1,4 m

3-paalspoer 320 mm

hart-op-hart-afstand 1,1 m

62



2-paalspoer, sondering vooraf 2-paalspoer, sondering achteraf

Figuur 8.10 Sonderingen 2-paalspoer (paalpuntniveau NAP -23,5 m)


Figuur 8.11 Sonderingen 3-paalspoer (paalpuntniveau NAP -22,5 à -23,5 m)



63


Figuur 8.12 Sonderingen 4-paalspoer (paalpuntniveau NAP -21 à -22,5 m)

Bij alle sonderingen die achteraf zijn gemaakt, is een duidelijk hogere conusweerstand

gemeten dan bij de nabij gelegen sondering die vooraf is gemaakt. De gemiddelde

verdichtingsfactor f1 in de grondlaag tussen NAP -20 m en NAP -25 m bedraagt 1,4 waarbij in

de 4-paalspoer de hoogste waarde is gevonden (f1;gem = circa 1,7).

Zelfs bij een 2-paalspoer, eigenlijk een palenrij, is een duidelijke toename van de

conusweerstand geconstateerd. De momenteel beschikbare gegevens geven hiervoor geen

verklaring. Mogelijk spelen de eigenschappen van het zand (korrelverdeling, korrelvorm,

siltgehalte) een grote rol in het verdichtingseffect. Het wrijvingsgetal in deze zandlaag is

kleiner dan 1,0 hetgeen duidt op een grove korrel en/of grind.

Bovenstaande houdt in dat sonderingen alleen niet voldoende zijn om het fenomeen goed te

kunnen verklaren. Nader onderzoek naar de eigenschappen van het zand is vereist.

8.4 Literatuur

Klotz, E. U. and Coop,M. R. An investigation of the effect of soil state on the capacity of

driven piles in sands (Klotz.E.U.&Coop.M.P 2001)

Dit artikel gaat over metingen in centrifugeproeven, waarbij modelpalen in het zand zijn

gedrukt. Er zijn geen proefbelastingen op de palen uitgevoerd. Er zijn verschillende soorten

zand gebruikt, waarbij voor iedere zandsoort met behulp van triaxiaalproeven de critical state

line (CSL) is bepaald.

Uit de centrifugeproeven bleek volgens de auteurs overduidelijk dat de in situ toestand,

gedefinieerd als de combinatie van dichtheid en spanningsniveau (ten opzichte van CSL),

bepalend is voor de draagkracht van de palen. Omdat niet voldoende proefbelastingen

bekend zijn, waarbij ook de CS van het zand bepaald kan worden, is het de auteurs niet

gelukt een ontwerpregel op te stellen.

Coop, M. R., E. U. Klotz and L. Clinton The influence of the in situ state of sands on the

load–deflection behaviour of driven piles (Coop.M.R.&Klotz.E.U.&Clinton.L 2005)

64



Dit artikel gaat over centrifugeproeven op ingedrukte palen, waarbij de invloed van de in situ

volume - stress state, zie Figuur 8.13, op het last-vervormingsgedrag van de palen is

onderzocht.

Figuur 8.13

8.5 Geologie - locatie – heterogeniteit

Wellicht is de mate van groepswerking afhankelijk van de locatie en variaties in de

ondergrond. Dit zou moet blijken uit metingen op diverse locaties in Nederland met mogelijk

verschillende resultaten voor de verdichting (na-sonderingen). De huidige studie levert

hierover geen uitsluitsel.

8.6 Conclusie

Verdichtingsfactor f1

Gezien de ervaringen met gerealiseerde bouwprojecten lijkt het gerechtvaardigd de

verdichtingsfactor f1 voor grondverdringende palen, zoals bekend uit de berekening van de

trekweerstand van palen volgens CUR-publicatie 2001-4, ook toe te passen voor de

berekening van de draagkracht van op druk belaste palen. Daarbij is het nodig de

randvoorwaarden nog nader vast te stellen, om te voorkomen dat een te gunstige waarde

voor f1 wordt berekend, bijvoorbeeld in kleine, zeer dichte paalgroepen.

Nader onderzoek naar de verdichting bij paalgroepen dient te bestaan uit sonderingen in het

hart van een paalgroep, voordat palen binnen het invloedsgebied zijn aangebracht en nadat

palen binnen het invloedsgebied zijn aangebracht. De sonderingen voorafgaand aan het

aanbrengen van de palen dienen uitgevoerd te worden na ontgraven van de bouwput om te

voorkomen dat het beeld vertroebeld wordt door het effect van de ontgraving van de bouwput

op de conusweerstand.



65

Ook is nader onderzoek nodig naar het invloedsgebied ter onderbouwing van de rekenregel

6Deq. Hiervoor zijn sonderingen achteraf op verschillende afstand tot de paalgroep nodig.

Daarbij is ook onderzoek gewenst naar de eigenschappen van het zand (korrelverdeling,

korrelvorm, siltgehalte) aangezien die waarschijnlijk een belangrijke rol spelen bij de mate

van verdichting.

Het onderzoek dient ook uitsluitsel te geven naar de mate van verdichting beneden de

paalpunt. De sonderingen en boringen dienen daarom tot tenminste 4Deq beneden de

paalpunt te worden doorgezet.

Het lijkt zinvol bovenbeschreven onderzoek bij een nader te bepalen aantal (bijvoorbeeld ten

minste 10) bouwprojecten uit te voeren en per bouwproject op ten minste drie locaties de

opgetreden verdichting vast te stellen.

Volgens CUR-publicatie 2001-4 dient toepassing van een verdichtingsfactor f1> 1 altijd

gepaard te gaan met controlesonderingen achteraf. Voor het bouwproces is dit ongewenst,

vanwege het risico dat in een laat stadium pas duidelijkheid ontstaat omtrent het gekozen

paalpuntniveau. Het onderzoek zou een betrouwbare rekenregel op moeten leveren, die

zonder controlesonderingen achteraf behoeft te worden aangetoond.

Spanningsverhogingsfactor f2

De spanningsverhogingsfactor f2 leidt bij op druk belaste palen in een paalgroep tot een

verhoogde draagkracht. Hoewel hiermee winst is te behalen, is een aanvullende studie naar

de grootte van deze factor voor op druk belaste paalgroepen nodig. Vooralsnog wordt

aanbevolen het effect van de spanningsverhoging niet in rekening te brengen.



67

9 Invloed positieve wrijving - base effect

9.1 Algemene beschouwing

Een hoge schachtwrijving tijdens paalinstallatie geeft bij grondverdringende palen een

opspanning van de grond onder de paalpunt (bekend als baseeffect).De schachtwrijving

wordt bepaald door wandruwheid, horizontale spanningen en de wrijvingseigenschappen van

het zand. Uit berekeningen met DIKA (P.van den Berg 1996) blijkt dat de sondeerweerstand

met 50% afneemt als de wrijving van de sondeerstang direct boven de paalpunt op nul wordt

gesteld. Dit toont aan dat er een sterke koppeling kan zijn tussen schacht- en puntweerstand.

9.2 Literatuur

Borghi, X., D.J. White, M.D. Bolton, S. Springman, Empirical pile design based on cone

penetrometer data: an explanation for the reduction of unit base resistance between cpts and

piles (Borghi.X&White.D.J.&Bolton.M.D.&Springman.S 2001)

De puntweerstand wordt veelal berekend uit de conusweerstand met formule (1):

De factor voor de berekening van de puntweerstand is volgens de auteurs belangrijk kleiner

dan 1,0 zie de grafiek in Figuur 9.1. Voor veel voorkomende palen 300 à 500 mm zou deze

factor ongeveer 0,5 à 0,4 zijn, dat wil zeggen belangrijk lager dan de in Nederland

gehanteerde p-waarden (0,5 à 1,0). Andere onderzoekers komen op basis van dezelfde data

tot een minder ongunstige conclusie, namelijk een factor van 0,6, zie ook CUR-publicatie 229

(CUR 2010).

Een mogelijke verklaring is volgens de auteurs de invloed van de schachtwrijving nabij de

paalpunt, zie Figuur 9.2. Naast formule (1) kan de puntweerstand berekend worden

uitgaande van de verticale korrelspanning op paalpuntniveau, formule (2). De auteurs stellen

evenwel formule (3) voor, waarin x de verhoogde verticale korrelspanning direct naast de

paalschacht ten gevolge van de schachtwrijving is.

Door middel van centrifugeproeven op ingedrukte palen hebben de auteurs aangetoond dat

de wandruwheid, en dus de schachtwrijving, van invloed is op de puntweerstand van de

palen. Hiermee achten ze te hebben aangetoond dat formule (3) een betrouwbare

voorspelling van de puntweerstand geeft.

68



Figuur 9.1

De auteurs nemen, gebaseerd op het in modelproeven waargenomen

vervormingsbeeld rondom de paal, de breedte W gelijk aan de paaldiameter D.

Figuur 9.2

White, D.J., A general framework for shaft resistance on displacement piles in sand

(White.D.J. 2005)

White beschouwt het spanningsverloop in een grondelement direct naast de paalschacht

tijdens het heien of drukken van een paal en leidt een formule voor de schachtwrijving af. In

eerste instantie loopt de schachtwrijving hoog op maar door het verder inbrengen van de paal

neemt deze weer af (friction fatigue), zie Figuur 9.3.

c

c

b

rsfD

hqAa



69

Figuur 9.3

9.3 Conclusie

De huidige studie levert geen aanknopingspunten ten aanzien van dit onderwerp.



71

10 Wijze van beproeven - invloed reactiepalen

10.1 Huidige regelgeving

In de uitvoeringsnorm NEN 6745-1 voor drukpalen, staat in art. 6.1.2 aangegeven dat gebruik

gemaakt kan worden van reactiepalen. Hierbij wordt aanbevolen om “de elementen waaraan

de reactiekrachten worden ontleend te plaatsen op een niveau dat beneden de voet van de

proefpaal of proefpalen ligt, op een horizontale afstand van ten minste 5 m uit de lijn van de

as van de dichtstbijzijnde proefpaal”, zie Figuur 10.1.

Bij de proef aan de Kruithuisweg te Delft is deze procedure toegepast met reactiepalen op

een afstand van 5,0 m. Stel er waren 4 reactiepalen dan zou de h.o.h.-afstand van de

reactiepalen 7,0 m zijn. Volgens CUR publicatie 2001-4 Ontwerpregels voor trekpalen hoort

hier een reductiefactor f2 voor grondontspanning bij ten gevolge van de trekkracht in de grond

van orde 0,92 (varieert met de diepte). Een dergelijke invloed van de reactiepalen is volgens

dit rekenmodel significant en betekent dat de met de proefbelasting bepaalde draagkracht

van een alleenstaande paal een onderschatting is van de werkelijke draagkracht.

Figuur 10.1 Figuur 1(e) uit NEN 6745-1

NEN-EN-ISO 22477-1 (Ontwerp), art. 4.2, eist als minimum maat voor de afstand (dagmaat)

tussen de paal en de verankering de grootste waarde van 2,5 m of 3Db. Voor kleefpalen en/of

bij gebruik van ankers kan een grotere afstand gewenst zijn.

For all these reaction systems the clear distance between the test pile and the nearest edge of the

kentledge support or the anchorage shall be at least 2,5 m or 3 Db, whichever is the greatest. These

requirements might be more severe for test piles that act predominantly through skin friction or when

using ground anchors as a reaction device.

72



10.2 Aanbevelingen

Het verdient aanbeveling de invloed van trekpalen op de bij een proefbelasting gemeten

draagkracht nader te kwantificeren. Zeker indien voor de minimum afstand (dagmaat) tussen

de paal en de verankering de grootste waarde van 2,5 m of 3Db wordt aangehouden(NEN-

EN-ISO 22477-1), is het waarschijnlijk dat voor de uiterste draagkracht op druk een te lage

waarde wordt gevonden. De studie zou moeten uitmonden in een rekenregel voor de

gewenste dagmaat tussen paal en verankering.



73

11 Windbelasting

11.1 Inleiding

In dit hoofdstuk wordt ingegaan op de vraag of het gezamenlijk in rekening brengen van de

windbelasting en de belasting als gevolg van negatieve kleef leidt tot overdimensionering van

de paalfundering.

Ten behoeve van dit onderzoek is een aantal berekeningen uitgevoerd door de

Ingenieursbureaus van de gemeenten Amsterdam en Rotterdam en door Strukton. Deze

worden in dit rapport behandeld.

11.2 Achtergrond

Negatieve kleef, een neerwaartse belasting op een funderingspaal, wordt veroorzaakt door

wrijving als gevolg van een relatieve verplaatsing (zakking) van de grond langs de paal. De

negatieve kleefbelasting wordt gewoonlijk berekend door een geotechnisch adviseur in de

fase dat aan het ontwerp van een fundering wordt gewerkt.

Belastingen vanuit de bovenbouw worden berekend door een constructeur. Deze maakt

onderscheid in blijvende, veranderlijke en buitengewone belastingen en bepaalt daaruit

representatieve belastingen die voor het ontwerp van een constructie, inclusief de fundering,

worden gebruikt. De constructeur maakt in de meeste gevallen het palenplan van waaruit de

geotechnisch adviseur zijn werkzaamheden start.

Windbelasting is een veranderlijke belasting. De karakteristieke waarden van de veranderlijke

belastingen voor gebouwen zijn in het algemeen gebaseerd op een ontwerplevensduur van

50 jaar. Gebouwen worden gedurende die 50 jaar vaak maar kort belast door (veel) wind.

Ook als sprake is van een belasting gedurende een aantal uren is in geotechnische zin

sprake van een kortstondige belasting.

De vraag kan worden gesteld of die windbelasting wel uitgeoefend wordt op de paalfundering

en zo ja, wordt die dan opgenomen door de dieper gelegen draagkrachtige zandlaag, of

wordt de windbelasting al in de bovenlagen afgedragen en bereikt deze niet, of slechts ten

dele de funderingszandlaag. Uitgangspunt bij deze vraag is de grondgesteldheid in het

westen van Nederland. Daar bevindt zich in veel gevallen een antropogene laag op slappe

Holocene grondlagen, bestaande uit klei en veen. Deze grondlagen zorgen voor de negatieve

kleefbelasting. Daaronder bevindt zich op een variërende diepte de Pleistocene zandlaag

waaraan de funderingspalen hun draagkracht ontlenen.

In het verleden zijn metingen verricht tijdens de bouw van de straalverbindingstoren te Hoorn,

o.a. om vast te stellen of windvlagen meetbaar waren, ook in de funderingspalen. Uit dat

onderzoek kwam naar voren dat, in tegenstelling tot wat algemeen werd verwacht, tijdens de

metingen ook in de funderingspalen rek- en spanningswisselingen werden waargenomen en

dat deze in dezelfde orde grootte waren als die in de torenschacht (StichtingBouwResearch

1994). Hoe deze extra belasting door de palen werd overgedragen aan de grond is daarbij

echter niet gemeten.

11.3 Aanpak

De doelstelling van dit onderzoek is de vraag te beantwoorden of reductie van de belasting

op een funderingspaal geoorloofd zou kunnen zijn in het geval er sprake is van een

74



gecombineerde belasting door wind en negatieve kleef. En indien dit zo is, of er dan sprake is

van een significant ontwerpvoordeel.

Deze vragen in dit rapport worden beantwoord op basis van een oriënterend onderzoek, dat

wil zeggen dat eventuele conclusies die duiden op een ontwerpvoordeel niet meer dan een

voorlopig karakter kunnen hebben.

Om de vragen te kunnen beantwoorden, is gebruik gemaakt van bestaande bronnen. Er zijn

geen meetprogramma’s uitgevoerd. Het eventuele ontwerpvoordeel is bepaald aan de hand

van berekeningen. Daarbij ging het er om of de gewoonlijk in de bovenlagen aangenomen

negatieve kleef tijdens windbelasting wellicht vermindert en zelfs verandert in positieve kleef,

omdat de paal als gevolg van de windbelasting tijdelijk wat verder in de funderingszandlaag

wordt gedrukt en tevens tijdelijk elastisch verkort.

De berekeningen zijn aan de hand van enkele belastingsgevallen uitgevoerd met twee

verschillende rekenmodellen:

MFoundation;

INTER.

MFoundation is een rekenmodel dat is gebaseerd op de toetsing van de verticale draagkracht

van een paalfundering volgens de semi-empirische formules in de vigerende Nederlandse

normen. De interactie tussen de negatieve kleefbelasting en de windbelasting kan er niet mee

worden berekend. Wel kan de paalzakking onder een zekere belasting worden vastgesteld.

En kan vervolgens handmatig de mate van interactie worden benaderd.

INTER is een rekenmodel dat ca. 20 jaar geleden binnen Gemeentewerken Rotterdam is

ontwikkeld en vervolgens binnen Strukton verder is verfijnd (GemeentewerkenRotterdam

1993). Het rekenmodel maakt gebruik van de semi-empirische formules in de vigerende

Nederlandse normen. Ook worden de in die normen weergegeven mobilisatiegrafieken

gebruikt voor de relaties tussen de paalpuntzakking en de puntweerstand en tussen de

relatieve verplaatsing van de paalschacht (ten opzichte van de omringende grond) en de

schachtweerstand. Het rekenmodel resulteert o.a. in het verloop van de normaalkracht in de

paal en in de zakking van de paal.

11.4 Beschouwd gebouw

Voor de berekeningen is uitgegaan van een gebouw in de Rotterdamse ondergrond,

gefundeerd op prefab betonpalen met een oppervlakte van 50 x 15 m2. De hoogte van het

gebouw is gevarieerd (20, 40, 60, 80 en 120 m), om een indruk te krijgen van de relatieve

bijdrage van de windbelasting (Figuur 11.1 ).



75

Figuur 11.1 Het beschouwde gebouw

Onder het gebouw is een palenplan ontworpen, waarbij voor de bruikbaarheidsgrenstoestand

is uitgegaan van een totale paalbelasting van 1.600 à 1.800 kN (incl. wind en excl. negatieve

kleef). Naarmate het gebouw hoger wordt, neemt de dichtheid van het palenveld toe (Figuur

11.2 ).

Figuur 11.2 De beschouwde palenplannen.

Aangenomen is dat de wind loodrecht aangrijpt op de lange zijde van het gebouw. De

blijvende belasting bedraagt 3,5 kN/m3, de veranderlijke belasting 2,5 kN/m

2. De

combinatiefactor (ψ) is 0,3. De berekeningen zijn uitgevoerd op basis van NEN 6702 met

voor de uiterste grenstoestand een belastingsfactor van 1,2 voor de blijvende en van 1,5 voor

de veranderlijke belasting. De berekeningen zijn zowel gemaakt voor de bruikbaarheids-

grenstoestand (BGT) als de uiterste grenstoestand (UGT) (Tabel 11.1).

76



Tabel 11.1 Berekende maximale en minimale paalbelastingen

In Tabel 11.1 zijn de belastingen op de randpalen gegeven. Deze worden het meest belast en

ontlast door wind. Uit tabel 1 blijkt dat het aandeel van de belasting door wind in percentages

van de totale belasting toeneemt. In de BGT is dit van 65 op 1.565 kN bij 20 m hoogte (4%)

naar 634 op 1.675 kN bij 120 m hoogte (38%). Voor 40, 60 en 80 m hoogte zijn deze

percentages respectievelijk 9, 19 en 25%. De windbelasting levert in dit geval pas een

significante bijdrage aan de paalbelasting bij gebouwhoogten van meer dan 40 m (bijdrage ≥

10%).

11.5 Rekenmodellen

Er zijn met twee rekenmodellen berekeningen uitgevoerd. Deze worden hierna kort

beschreven.

11.5.1 MFoundation

MFoundation is een rekenmodel dat wordt gebruikt voor het ontwerpen van paalfunderingen.

Op basis van één of meer sonderingen en een vooraf gekozen paaltype met bepaalde

afmetingen en een bepaald paalpuntniveau berekent het model de puntweerstand, de

wrijvingsweerstand en de eventuele negatieve kleefbelasting. Bovendien berekent het

rekenmodel de zakking van de paalkop (= zakking van de paalpunt + elastische verkorting +

samendrukking van eventueel aanwezige dieper gelegen samendrukbare grondlagen onder

het paalpuntniveau) onder invloed van de uitgeoefende belastingen.

Het rekenmodel maakt gebruik van de in NEN 6743-1 gegeven formules en grafieken.

De interactie tussen de negatieve kleefbelasting en de windbelasting kan niet met het

rekenmodel worden berekend. Wel kan de paalzakking onder een zekere belasting worden

vastgesteld. Indien wordt uitgegaan van een gecombineerde belasting bestaande uit

blijvende belasting, windbelasting en negatieve kleef, dan kan daarbij de paalkopzakking

worden bepaald, bestaande uit de paalpuntzakking en elastische verkorting van de

funderingspaal (de samendrukking van dieper gelegen grondlagen wordt in dit geval

verwaarloosbaar verondersteld). De toename van de paalkopzakking als gevolg van de

windbelasting leidt tot extra zakking van de paalkop en daarmee tot afname van de negatieve



77

kleef belasting. De grootte van deze afname kan worden berekend met behulp van een

grafiek waarin de relatie tussen relatieve verticale verplaatsing van de paal en de grootte van

de wrijvingsweerstand is aangegeven. Voor deze relatie is de grafiek in Figuur 11.3

gehanteerd. Deze berekening vereist een iteratieve benadering. Omdat de berekening min of

meer handmatig moet worden uitgevoerd, wordt dit achterwege gelaten.

Figuur 11.3 Relatie tussen relatieve verplaatsing van de funderingspaal en de schachtweerstand

11.5.2 INTER

INTER is een rekenmodel waarmee het verticale verplaatsingsgedrag van een funderingspaal

onder invloed van aangebrachte belastingen kan worden geanalyseerd. Het model brengt de

interactie tussen paal en grond in rekening en verdisconteert die in de verticale verplaatsing

van de funderingspaal. In het rekenmodel wordt de funderingspaal verdeeld in een groot

aantal paaldelen en wordt per paaldeel het verticale evenwicht en de elastische verkorting

berekend. Via een iteratief proces wordt de normaalkrachtverdeling in de paal en de

verplaatsing van de paal als functie van de diepte bepaald.

Bij de beschouwing van het verticale evenwicht van een paaldeel wordt de belasting op de

bovenkant van het paaldeel bekend verondersteld (kan zowel druk als trek zijn) en wordt de

grootte van de wrijvingsweerstand tussen paal en grond (zowel in de samendrukbare als in

de draagkrachtige grondlagen) bepaald met behulp van het last-zakkingsdiagram in figuur 7

van NEN 6743-1. Hiervoor is de verschilverplaatsing tussen paal en grond bepalend. Uit de

evenwichtsvoorwaarde volgt de belasting op de onderkant van het paaldeel. Vervolgens

wordt de verkorting (of verlenging bij een trekbelasting) van het paaldeel als gevolg van de

verandering van de normaalkracht berekend. De berekende verticale belasting op de

onderkant van het paaldeel en de berekende verkorting (of verlenging) van het paaldeel

vormen invoergegevens voor het daaronder aanwezige paaldeel.

Uitgangspunt voor de berekening is een bekende paalkopbelasting en (in dit geval) een

bepaalde maaiveldzakking (als gevolg van negatieve kleef). Het rekenproces start op basis

van een voor het betreffende belastinggeval aangenomen (verwachte) paalkopzakking. Bij de

beschouwing van het laatste c.q. onderste paaldeel wordt gecontroleerd of de berekende

belasting op de onderkant van het paaldeel (de paalpuntbelasting) kan worden opgenomen.

78



Bij drukpalen betekent dit dat de met behulp van de in NEN 6743-1 gegeven formules

berekende draagkracht groter of gelijk is aan de met behulp van het rekenmodel berekende

paalpuntbelasting. Tevens geldt aan de paalpunt dat de op basis van de aangenomen

paalkopzakking en berekende elastische verkorting van de verschillende paaldelen

berekende paalpuntzakking gelijk moet zijn aan de paalpuntzakking die volgt uit figuur 6 van

NEN 6743-1 waarbij de met het rekenmodel berekende paalpuntbelasting is gebruikt. Indien

deze (met een bepaalde toegestane marge) niet gelijk zijn, dan wordt op basis van het

verschil tussen beide een nieuwe verwachte paalkopzakking geschat en wordt de

funderingspaal opnieuw doorgerekend, totdat het verschil tussen de paalpuntzakkingen klein

genoeg is.

11.6 Berekeningen

Uitgaande van het in het vorige hoofdstuk beschreven gebouw zijn berekeningen gemaakt

met de beide rekenmodellen.

11.6.1 MFoundation

Voor de berekeningen met MFoundation is uitgegaan van de volgende gegevens:

Amsterdamse grondopbouw, zie Figuur 11.4 (bovenkant funderingszandlaag is NAP -

11,5 m);

prefab betonpaal vierkant 0,45 m tot NAP -21 m (is een randpaal bij een door wind

belast gebouw);

de volledige negatieve kleef belasting is ontwikkeld (ongestoorde maaiveldzakking is

meer dan 100 mm);

de belasting op de paalkop varieert van 1.043 tot 1.500 kN (BGT);

de negatieve kleef belasting is maximaal 328 kN;

de elasticiteitsmodulus van beton is 20.000 N/mm2.

De windbelasting bedraagt 65, 143, 343, 469 en 634 kN voor gebouwen die 20, 40, 60, 80 en

120 m hoog zijn.



79

Figuur 11.4 Beschouwde sondering, Locatie Amsterdam Zuid-as

Eerst is een berekening gemaakt met een totale belasting die bestaat uit blijvende belasting

en negatieve kleef belasting en is de bijdrage van de paalpunt en paalschacht aan de totale

weerstand bepaald. Tevens is de zakking van de paalpunt en de elastische verkorting van de

paal (opgeteld: de zakking van de paalkop) berekend.

Dezelfde berekening is daarna opnieuw gemaakt, maar nu met een totale belasting die

bestaat uit de sommatie van blijvende belasting, negatieve kleef belasting en windbelasting.

Uit deze twee berekeningen is de (maximale) toename van de paalpuntzakking als gevolg

van de windbelasting afgeleid alsook de toename van de elastische verkorting van de

funderingspaal. De berekeningsresultaten zijn samengevat in Tabel 11.2.

Gebouw met hoogte van 20 m (windbelasting is 65 kN)

BGT Fnk [kN]

sb [mm]

sel [mm]

s1 [mm]

Rs;i;d [kN]

Rb;i;d [kN]

Fpermanent [kN] 1500 328 4 8,4 12,4 1000 828

Ftotaal [kN] 1565 328 4,4 8,7 13,1 1024 869

Δs [mm] 0,4 0,3 0,7

80




BGT Fnk [kN]

sb [mm]

sel [mm]

s1

[mm] Rs;i;d [kN]

Rb;i;d [kN]

Fpermanent [kN] 1449 328 3,8 8,2 12 970 807

Ftotaal [kN] 1591 328 4,5 8,9 13,4 1040 879

Δs [mm] 0,7 0,7 1,4


BGT Fnk [kN]

sb [mm]

sel [mm]

s1 [mm]

Rs;i;d [kN]

Rb;i;d [kN]

Fpermanent [kN] 1500 328 4 8,4 12,4 1000 828

Ftotaal [kN] 1943 328 6,3 10,1 16,4 1148 1023

Δs [mm] 2,3 1,7 4,0


BGT Fnk [kN]

sb [mm]

sel [mm]

s1 [mm]

Rs;i;d [kN]

Rb;i;d [kN]

Fpermanent [kN] 1386 328 3,4 7,9 11,3 948 766

Ftotaal [kN] 1854 328 6,4 10,1 16,5 1152 1030

Δs [mm] 3,0 2,2 5,2


BGT Fnk [kN]

sb [mm]

sel [mm]

s1 [mm]

Rs;i;d [kN]

Rb;i;d [kN]

Fpermanent [kN] 1043 328 2 6,3 8,3 750 622

Ftotaal [kN] 1675 328 5 9,3 14,3 1072 931

Δs [mm] 3,0 3,0 6,0

Tabel 11.2 Resultaten van berekeningen met MFoundation

Uit de in Tabel 11.2 weergegeven berekeningsresultaten blijkt dat de paalkop 0,7 tot 6,0

mm zakt als de windbelasting wordt opgenomen door de draagkrachtige zandlaag beneden

NAP -11,5 m.

Het gedeelte van de funderingspaal boven de draagkrachtige zandlaag is vervolgens in

stukken van 2 m opgedeeld. Aan de hand van de in Tabel 11.2 weergegeven

berekenings-resultaten zijn voor het gedeelte van de funderingspaal boven de draagkrachtige

zandlaag de relatieve verplaatsingen tussen de verschillende paaldelen en de omringende

grond bepaald. Daarbij is ter vereenvoudiging van de berekening aangenomen dat er alleen

extra elastische verkorting plaatsvindt over het gedeelte van de funderingspaal boven de

draagkrachtige zandlaag. De berekeningsresultaten zijn opgenomen in Bijlage B.

Uitgaande van een situatie waarbij als gevolg van de maaiveldzakking de gemobiliseerde

wrijvingsweerstand maximaal is, is met behulp van de berekende vermindering van de

relatieve verplaatsing tussen paal en grond en met behulp van Figuur 11.3 , per paaldeel

de bijbehorende afname van de wrijvingsweerstand berekent. Uit de gemiddelde afname van



81

de wrijvingsweerstand over het totaal aan samendrukbare lagen is de afname van de

negatieve kleef belasting als gevolg van de windbelasting berekend.

Uit de berekeningen (Bijlage B) volgt dat, als de interactie tussen de negatieve kleef belasting

en windbelasting in rekening wordt gebracht (het gevolg van paalpuntzakking en

paalverkorting), in dit geval de negatieve kleef belasting reduceert met 1% tot 5%. De

reductie van de combinatie windbelasting + negatieve kleefbelasting bedraagt 1 à 1,5%.

De met het rekenmodel MFoundation uitgevoerde berekeningen duiden er op dat in geval van

windbelasting er een beperkte reductie optreedt van de negatieve kleef belasting. Dit is

enerzijds het gevolg van de sterk vereenvoudigde wijze waarop met interactie is gerekend en

anderzijds het gevolg van de vorm van de kromme in Figuur 11.3 die pas bij grote

relatieve verplaatsingen tussen paal en grond een aanzienlijke reductie in de

wrijvingsweerstand geeft.

11.6.2 INTER

Met het rekenmodel INTER (versie 3 beta) zijn berekeningen uitgevoerd voor een enkele paal

vierkant 0,45 m in een Rotterdamse ondergrond. Het maaiveld bevindt zich op NAP -1 m en

de overgang tussen de samendrukbare Holocene grondlagen en de draagkrachtige

Pleistocene zandlaag op NAP -17 m. De onderkant van de funderingspaal bevindt zich op

NAP -25 m.

Alleen de bruikbaarheidsgrenstoestand is doorgerekend. De paalkopbelasting is voor die

situaties 1.000 kN en de negatieve kleefbelasting maximaal 600 kN. Maximaal kan een

puntweerstand ter grootte van 2.430 kN en een wrijvingsweerstand ter grootte van 1.728 kN

worden geleverd.

Aangenomen is dat de elasticiteitsmodulus van de betonpaal 20.000 N/mm2 bedraagt.

Om de wederzijdse invloed op de grootte van de windbelasting en negatieve kleef te bepalen,

zijn twee berekeningen uitgevoerd:

- de windbelasting is 600 kN;

- de windbelasting is 300 kN.

Er is een randpaal van een door wind belast gebouw beschouwd.

Bij een windbelasting van 600 kN zal voor de berekening van de draagkracht van de

funderingspaal gewoonlijk worden uitgegaan van een belasting van (1.000 + 600 + 600) =

2.200 kN. Dit zou een maximale normaalkracht in de funderingspaal opleveren van 2.200 kN

op de overgang tussen de samendrukbare Holocene grondlagen en de draagkrachtige

Pleistocene zandlaag (NAP -17 m).

Uit de berekeningen met het rekenmodel INTER volgt dat de maximaal optredende

normaalkracht ca. 1.900 kN bedraagt (Figuur 11.5 ). In dit berekeningsvoorbeeld wordt

derhalve ca. 50% van de windbelasting (ca. 300 kN) opgenomen door de samendrukbare

Holocene grondlagen.

De berekende paalkopverplaatsing bedraagt ca. 5 mm alleen als gevolg van de blijvende

belasting, ca. 11 mm als gevolg van de combinatie blijvende belasting en negatieve kleef en

ca. 15 mm als gevolg van de combinatie van blijvende belasting, negatieve kleef belasting en

windbelasting. Voor de paalpuntverplaatsing geldt in dezelfde situaties respectievelijk ca. 0,5,

ca. 1,5 en ca. 2 mm.

82



Figuur 11.5 Normaalkrachtverloop en paalverplaatsing als functie van de diepte (ten opzichte van maaiveld) met

een windbelasting van 600 kN

De donkerblauwe lijn beeldt de situatie uit met alleen een blijvende belasting vanuit het gebouw van 1.000 kN en geen

negatieve kleef, de lichtblauwe lijn de situatie met een blijvende belasting van 1.000 kN en een lineair met de diepte

verlopende negatieve kleefbelasting van 600 kN en de rode lijn de situatie met de combinatie van blijvende belasting,

negatieve kleef belasting en windbelasting.

Bij deze berekeningen is een beperkte gevoeligheidsanalyse uitgevoerd.

Indien de elasticiteitsmodulus van de funderingspaal wordt gewijzigd in 30.000 N/mm2 (in

plaats van 20.000 N/mm2), dan neemt de berekende maximale normaalkracht in de paal wat

toe.

Ook als de zakking van het maaiveld in de berekening groter wordt aangenomen dan de

genoemde 100 mm, dan neemt de berekende maximale normaalkracht in de paal toe.

Door beide effecten in rekening te brengen, wordt de berekende maximale normaalkracht ca.

2.000 kN en wordt derhalve ca. 200 kN van de windbelasting (ca. 33%) door de

samendrukbare Holocene grondlagen opgenomen. De reductie in grootte van de combinatie

windbelasting + negatieve kleefbelasting bedraagt ca. 15% (1.000 vs. 1.200 kN).

De windbelasting waarmee is gerekend, behoort bij een gebouw van 120 m hoogte. Om na te

gaan of ook bij een kleinere windbelasting vergelijkbare uitkomsten worden gevonden, is

tevens een berekening gemaakt met een windbelasting van 300 kN. Deze waarde behoort bij

een gebouw van ca. 60 m hoogte. De overige invoergegevens zijn gelijk gehouden.

Bij een windbelasting van 300 kN zal voor de berekening van de draagkracht van de

funderingspaal gewoonlijk worden uitgegaan van een belasting van (1.000 + 600 + 300) =

1.900 kN en zou de maximale normaalkracht in de funderingspaal 1.900 kN zijn op de

overgang tussen de samendrukbare grondlagen en de draagkrachtige zandlaag (NAP–17 m).

Uit de berekeningen met het rekenmodel INTER volgt dat de maximaal optredende

normaalkracht ca. 1.750 kN bedraagt (Figuur 11.6 ). Ook in dit berekeningsvoorbeeld

wordt ca. 50% van de windbelasting (ca. 150 kN) opgenomen door de samendrukbare



83

Holocene grondlagen. De reductie van de combinatie windbelasting + negatieve

kleefbelasting bedraagt ook in dit geval ca. 15% (750 vs. 900 kN).

De berekende paalkop- en paalpuntverplaatsingen zijn ongeveer gelijk aan de uitkomsten

van de berekening met een windbelasting van 600 kN.

Figuur 11.6 Normaalkrachtverloop en paalverplaatsing als functie van de diepte (ten opzichte van maaiveld) met

een windbelasting van 300 kN

De donkerblauwe lijn beeldt de situatie uit met alleen een blijvende belasting vanuit het gebouw van 1.000 kN en geen

negatieve kleef, de lichtblauwe lijn de situatie met een blijvende belasting van 1.000 kN en een lineair met de diepte

verlopende negatieve kleefbelasting van 600 kN en de rode lijn de situatie met de combinatie van blijvende belasting,

negatieve kleef belasting en windbelasting.

De met het rekenmodel INTER uitgevoerde berekeningen tonen aan dat in geval van een

aanzienlijke windbelasting deze al voor een groot deel door de samendrukbare Holocene

grondlagen wordt opgenomen. Voor het berekenen van de draagkracht van een

funderingspaal zou volgens deze berekeningen met een reductie van 30 tot 50% van de

windbelasting mogen worden gerekend.

Daarbij dient wel bedacht te worden dat er slechts enkele berekeningen zijn gemaakt en er

slechts een beperkte gevoeligheidsanalyse is uitgevoerd.

11.7 Conclusies windbelasting

Bij ontwerpberekeningen wordt er bij een paalfundering gewoonlijk van uitgegaan dat de

windbelasting wordt opgenomen door de draagkrachtige zandlaag waarin de paalpunt zich

bevindt.

Berekeningen met de rekenmodellen MFoundation en INTER tonen aan dat indien er sprake

is van een negatieve kleef belasting, de windbelasting voor een deel wordt opgenomen door

de minder draagkrachtige bovenlagen van een grondmassief. De grootte van deze

belastingsvermindering is afhankelijk van de onderlinge verhoudingen van stijfheden en

sterkten van de paal, de grond rond de paalpunt en de minder draagkrachtige bovenlagen.

84



De met INTER doorgerekende voorbeelden in dit rapport suggereren dat in bepaalde

gevallen bij het ontwerp van een paalfundering wellicht een reductie van 30 tot 50% van de

windbelasting zou mogen worden toegepast. Dit zou een aanzienlijke besparing kunnen

opleveren.

Deze besparing zal alleen kunnen worden geëffectueerd in gebieden waar sprake is van een

aanzienlijke negatieve kleef belasting, zoals in het westen van Nederland, waar zich aan de

oppervlakte samendrukbare Holocene grondlagen bevinden. Indien er geen of slechts een

geringe negatieve kleef belasting is, zoals in grote delen van het midden, zuiden en oosten

van Nederland, dan zal de windbelasting meestal worden afgedragen aan grondlagen die

toch al zorgdragen voor de draagkracht van de paalfundering. Van een reductie van de

windbelasting kan dan geen sprake zijn.

De met MFoundation doorgerekende voorbeelden resulteren in veel kleinere reducties. Dit is

vooral het gevolg van de sterk vereenvoudigde wijze waarop de interactie tussen de grond en

funderingspaal is berekend.

Bedacht dient te worden dat de windbelasting pas een significante bijdrage aan de

paalbelasting levert bij gebouwhoogten van meer dan 40 m (bijdrage ≥ 10%). Het grootste

deel van de bouwwerken in Nederland heeft een beperktere hoogte en dan speelt

windbelasting geen grote rol in het ontwerp. Het in dit rapport behandelde fenomeen van de

combinatie windbelasting + negatieve kleef belasting kan daarom niet worden aangemerkt als

een generieke verborgen veiligheid bij het ontwerp van paalfunderingen.

In voorkomende gevallen kan het zinvol zijn de grootte van de combinatie windbelasting +

negatieve kleef belasting nader te onderzoeken. Berekeningen met het rekenmodel INTER

kunnen daar een nuttige rol bij vervullen. Daarbij dient bedacht te worden dat het rekenmodel

geen rekening houdt met het effect van cyclische belastingen op de draagkracht van de

grond. Wel wordt in de hier niet gebruikte versie 4 beta rekening gehouden met hysterese bij

het belasten/ontlasten van de grond.



85

12 Conclusies

De conclusies van deze studie, die wat uitgebreider zijn beschreven bij de verschillende

hoofdstukken kunnen als volgt worden samengevat, waarbij aan de eerste punten in het

vervolgonderzoek aandacht wordt geschonken. De overige punten worden geacht van minder

belang te zijn en hiervoor wordt aanbevolen geen vervolgonderzoek op te starten.

Belangrijke aspecten

1. Tijdseffecten lijken belangrijk ook in zand. Er is nog wat onzekerheid over het

precieze mechanisme, maar een beschrijving in ‘grote lijnen’ bleek mogelijk. Ageing

kan een belangrijke verborgen veiligheid worden beschouwd, zeker bij palen die een

belangrijk deel van hun draagvermogen op schachtwrijving baseren. Op dit moment is

het echter nog niet mogelijk deze te kwantificeren voor de Nederlandse situatie. Het

effect van belastingswisselingen is belangrijk. Om de effecten te kunnen kwantificeren

wordt aanbevolen om vervolgonderzoek uit de voeren.

2. De verdichtingsfactor f1, die gebruikt wordt om de hogere horizontale spanning in een

groep trekpalen in rekening te brengen, zal waarschijnlijk ook toepasbaar zijn voor de

berekening van drukpalen. Om de verdichting onder de paalpunt en naast een paal

goed te registreren zijn sonderingen nodig op verschillende afstand van de paal.

Deze moeten to minimaal 4*D onder de paalpunt worden doorgezet om ook de

verdichting goed onder de paalpunt te kunnen vastleggen. Er wordt aanbevolen op dit

onderwerp vervolgonderzoek uit te voeren.

Overige aspecten (voorlopig geen nader onderzoek aanbevolen)

3. De blijvende kracht aan de paalpunt die door het nullen van de opnemers na het

installeren een vertekend beeld geeft van paalpuntkracht blijkt maar een beperkte

invloed te hebben op de uitkomsten van de metingen.

4. Er is vanuit de literatuur geen reden om aan te nemen dat de huidige limietwaarde

voor de paalpuntweerstand te laag zou zijn. Voor de huidige limietwaarde voor de

schachtwrijving is dit wel mogelijk, maar een concrete uitwerking vraag nadere

proeven.

5. Het effect van groepswerking op de spanningsverhoging in de paalpunt, kan nog niet

in rekening worden gebracht en vergt een nadere studie.

6. In de berekening die wordt uitgevoerd om windbelasting mee te nemen in het

funderingsontwerp, zit een verborgen veiligheid. Deze treedt echter alleen op

wanneer de palen zijn geplaatst in een grondprofiel met dikke slappe lagen en wordt

pas significant wanneer het gebouw hoger is dan 40 m. Deze studie beschrijft

rekenmethoden hoe de windbelasting in rekening kan worden gebracht. Een nog

geavanceerdere rekenmethode wordt momenteel binnen Gemeentewerken

Rotterdam ontwikkeld.



87

13 Referenties

Alewneh, A. S. M., A.I.H. (2000). "Estimation of Post-Driving Residual Stresses Along Driven Piles

in Sand." Geotechnical Testing Journal Vol. 23(N0.3): 313-326.

Alewneh, A. S. N., Osama.K.&Awamleh,Murad.S. (2009). "Time Dependent Capacity Increase for

Driven Piles in Cohesionless Soil." Jordan Journal of Civil Engineering Vol.3(No.1).

API (october 2007). "Aanbevelingen RP-2A-WSD."

Astedt, B. W., L.&Holm,G. (1994). "Frictionspalar - Baerfromagans tillvaxt met tiden." Commission

on Pile Research, Sweden Rapport 91 (summary in Englisch.

Augustesen, A. D. (2006). The Effects of Time on Soil Behaviour and Pile Capacity. Dep. of Civil

Engineering, Div. of Water & Soil, Aalborg University. Phd.

Axelsson, G. (2000). Long-Term Set-up of Driven Piles in Sand. Div. of Soil an Rock Mechanics.

Dep. of Civil and Environmental Engineering. Stockholm, Royal Institue of Technology. Phd.

Baxter, C. D. P. (1999). An Experimental Study on the Aging of Sand. Civil Engineering.

Blacksburg, Virginia Polytechnic Institute and State University

PhD.

Baxter, C. D. P. M., J.K. (2004). "Experimental study on the ageing of sand." Journal of

Geotechnical and Geonviromental Engineering 130(10)(October): 1051-1062.

Begemann, H. K. S. P. (1969). "The Dutch static penetration test with the adhesion jacket cone."

LGM Medelingen XIII-1(Juli 1969).

Borghi.X&White.D.J.&Bolton.M.D.&Springman.S (2001). Emperical pile design based on cone

penetrometer data: an explanation for the reduction of the unit base resistance between cpt and

piles. 5the International Conference on Deep Foundation Practice, Singapore.

Bullock, P. J. S., J.H.&McVay,M.C.&Townsend,F.C. (2005). "Side shear Setup I: Test piles in

Florida " Journal of Geotechnical and Geonviromental Engineering.

Bustamante.M&Gambin.M&Gianeselli.L (2009). "Pile design at failure using the Menard

pressuremeter; an update." ASCE Geotechnical special publication(GSP 186): 127-134.

Chow, F., R. J. Jardine, et al. (1997). "Time related increases in the shaft capacities of driven piles

in sand." Geotechnique 47(No2.): 353-361.

Coop.M.R.&Klotz.E.U.&Clinton.L (2005). "The influence of the in situ state of sands on the load-

deflection behaviour of driven piles." Geotechnique Vol.55(Issue 10): 721-730.

CUR CUR-publicatie 236 Ankerpalen.

CUR (2001). CUR-publicatie 2001-4 Ontwerpregels voor trekpalen.

CUR (2010). CUR 229: Axiaal draagvermogen van palen. Gouda.

88



D.P.Baxter&J.K.Mitchell (2004). "Experimental study on aging of sands." J. of Geotech. and

Geoenv. Engineering ASCE October 2004: 1051-1062.

Dowding, C. A., &Hryciw,R.D. (1968). "A laboratory study on blast densification of satured sand."

J. of Geotech. and Geoenv. Engineering ASCE 112(2): 187-199.

Foray.P&Balachowski.L&Colliat.J.L (1998). "Bearing capacity of model piles driven into dense

overconsolidated sands." Can. Geotech. J. 35(374.385).

Funderingstechnologie (dec 1995). Proefbelastingen op prefab betonpalen en stalen palen op de

Maasvlakte. 4e jaargang Nr. 2.

GemeentewerkenRotterdam (1993). Zeekade Amazonehaven; funderingsalternatieven. R. n. 91-

128/C.

Heins, W. F. (1973). "Trekproeven op volgens het Vibro-systeem in de grond gevormde palen van

geringe lengte te Zeist." LGM Medelingen XV-3(Maart 1973).

Human, C. A. (1992). Time dependent property changes of freshly deposited or densified sand.

Berkeley, Calif., University of California at Berkeley. PhD.

J.Yang (2006). "Influence Zone for End Bearing of Piles in Sand." J. of Geotech. and Geoenv.

Engineering ASCE september 2006.

J.Yang&F.Mu (2010). "Relating the maximum radial stress on pile shaft to pile resistance."

Geotechnique 2010/2011.

Jefferies, M. G. R., B.T.&Stewart,H.R.&Shinde,S.&Williams-Fritzpatrick,D.J.&Williams-

Fritzpatirack (1988). Island construction in the Canadian Beaufort Sea. Hydraulic Fill Structures,

ASCE, New York.

Joshi, R. C. A., S.R.&Wijiwera,H. (1995). "Effect of ageing on penetration resistance of sands."

Can. Geotech. J. 32(5): 767-782.

Klotz.E.U.&Coop.M.P (2001). "An investigation of the effect of soil state on the capacity of driven

piles in sand." Geotechnique Vol. 51(Issue 0): 733-751.

Komurka.V.E.&Wagner.A.B. (2003). "Estimation Soil/Pile Set-up." Wisconsin Higway Program

#0092-00-14.

L.M.Zhang&HaoWang (2007). "Development of Residual Forces in Long Driven Piles in

Weathered Soils." Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering

October 2007(ASCE): 1216-1228.

L.M.Zhang&HaoWang (2007). "Development of Residual Forces in Long Driven Piles in

Weathered Soils." Journal of Geotechnical and Geonviromental Engineering Octorber

2007(ASCE): 1216-1228.

Lied, E. K. W. (2010). A Study of time effects on pile capacity. EYELGIP Brno Czech Republic.

M.F.Randolph&J.Dolwin&R.Beck (1994). "Design of driven piles in sand." Geotechnique 44(No.3):

427-448.

M.Oulapour&E.Ghayyem&S.SahahabYasrobi (2009). Shortcomings of current methods of pile set

up estimation. School of Engineering. Ahwaz, Iran.



89

Ng.W.K.&Selemat.M.R.&Choong.K.K. (2010). "Soil/Pile Set-up Effect on Driven Pile in Malaysian

Soil." EGE Vol.14.

P.van den Berg, R. d. B., H. Huetink (1996). "An Eulerean Finite Element Model for Penetration in

Layered Soil." Int. J. for Numerical and Analytical Methods in Geomechanics Vol. 20(1996): 865-

886.

R.J. JARDINE, F. C. C., J.R. Standing, F.C. Chow (2006). "Some observations of the effects of

time on the capacity of Piles driven in Sand." Geotechnique 56 no 4: 227-224.

Skov, R. and H. Denver (1988). Time-dependence of bearing capacity of piles. Proc. 3rd. Int.

Conf.on Application of Stress-wave Theory to Piles, Ottawa, Canada.

Sobolewsky, D. Y. (1995). Strength of dilating soil and load-holding capacity of deep foundations.

Rotterdam, A.A.Balkema, ISBN 90 5410 164 4.

StichtingBouwResearch (1994). SBR-publicatie 209: Windbelasting op slanke bouwwerken; de

theorie getoetst door middel van praktijkmetingen. e. h. druk.

Stoevelaar, R., A. Bezuijen, et al. (2011). Effects of crushing on point bearing capacity in sand

tested in a geotechnical centrifuge. 15th European Conf. ISSMGE Athens.

TeKamp (1977). "Fugro Sondeersymposium."

Van Tol, A. F., R. Stoevelaar, et al. (2010). "Draagvermogen van geheide palen in internationale

context." Geotechniek december.

Vesic, A. S. (1970). "Test on instrumented piles Ogeechee River site." J. Soil Mechanics and

Foundation Eng.Div. ASCE 96(SM2): 561-584.

White.D.J. (2005). A general framework for shaft resistance on displacement piles in sand.

Frontiers in Offshore Geotechnics.

White.DJ&Bolton.MD (2004). "Displacement of strain paths during plane strain behaviour of model

pile installation in sand." Geotechnique 54(No.6): 375-397.

X.Xu&J.A.Schneider&B.M.Lehane (2008). "Cone penetration tes (CPT) methods for end-bearing

assesment of open- and closed-ended driven piles in silicious sand." Can. Geotech. J. 45: 1130-

1141.

X.Xu&J.A.Schneider&B.M.Lehane (2008). "Cone penetration test (CPT) methods for end-bearing

assesment of open- and closed-ended driven piles in siliceous sand." canadian Geotechnical

Journal 45: 1130-1141.

Yan.W.M.&Yuen.K.V. (2010). "Prediction of pile set-up in clays and sand." IOP Conf. series

Materials Science and Engineering 10.

90





A-1

A Draaiboek vaststellen paalfactoren

Opgesteld door NEN commissie NEN 6743-1:

Berekeningsmethode voor funderingen op palen

A-2



Inleiding

Algemeen heerst de overtuiging dat palen vaker moeten worden proefbelast om betrouwbare

gegevens over de draagkracht te verkrijgen. Daarom zijn alle in NEN 9997-1 gegeven

waarden voor de paalfactoren geldig verklaard voor de komende vijf jaar. In deze periode

wordt van leveranciers verwacht dat zij de draagkracht van hun paalsystemen door middel

van vooraf aangemelde proefbelastingen aantonen. De paalfactoren uit deze

belastingproeven moeten worden gedeponeerd bij NEN. Bij het achterwege blijven van deze

onderbouwing worden de factoren voor het betreffende paalsysteem in 2016 gereduceerd

met 33%.

De verlaging van de paalfactoren heeft te maken met het feit dat van de meeste typen palen

er geen of nauwelijks proefbelastingsresultaten beschikbaar zijn. Bovendien is er een enorme

verscheidenheid aan typen en aan uitvoeringswijzen. Bekend is dat de uitvoeringswijze van

invloed is op de draagkracht.

NEN wil o.a. bereiken dat voor in de grond gevormde palen de paalfactoren daadwerkelijk per

type en per producent worden vastgesteld door middel van proefbelastingen. Omdat de

paalfactoren mede afhankelijk zijn van de uitvoeringswijze, mogen deze paalfactoren echter

alleen gebruikt worden in combinatie met de juiste uitvoeringsmethodiek.

Om dit in de praktijk ook te borgen, wordt het gebruik van de uit de proefbelastingsresultaten

verkregen paalfactoren gekoppeld aan het certificeren van de uitvoering. Producenten zonder

een certificaat moeten gebruik maken van standaard genormeerde paalfactoren die een

lagere draagkracht geven. Het hebben van een certificaat wordt dus gekoppeld aan de

mogelijkheid om met een hogere draagkracht te rekenen.

De gemeentelijke Bouw- en Woningtoezichten moeten in de praktijk controleren of dit

onderscheid bij de ontwerpberekeningen ten behoeve van het verkrijgen van een

bouwvergunning daadwerkelijk wordt toegepast.

Deze notitie bevat een draaiboek om in de periode tot 2016 te komen tot algemeen in

Nederland aanvaarde paalfactoren. Er wordt daarbij van uitgegaan dat er één jaar nodig is

voor voorbereidende werkzaamheden, waarna in de vier daarop volgende jaren de

proefbelastingen kunnen worden uitgevoerd. Ook het onderhouden van het systeem om te

komen tot het vaststellen van paalfactoren maakt onderdeel uit van deze notitie.

Uitgangspunten

Het vaststellen van de grootte van de paalfactoren berust bij de NEN-commissie

Funderingstechniek en Geotechniek Algemeen. Deze commissie bestaat uit

vertegenwoordigers van de geotechnische branche, afkomstig uit aannemingsbedrijven,

geotechnische adviesbureaus, grondonderzoeks-bedrijven, ingenieursbureaus, leveranciers,

overheid en wetenschap.

Behalve de NEN-commissie zijn vele anderen actief in de funderingstechniek. Van alle

betrokkenen wordt verwacht dat zij actief meewerken om het eerdergenoemde doel te

bereiken. Het gaat daarbij vooral om de volgende organisaties:

AB-FAB: Associatie van Beton Fabrikanten van constructieve elementen;

COBc: Centraal Overleg Bouwconstructies;

CUR: Civieltechnisch Centrum Uitvoering Research en Regelgeving;

NVAF: Nederlandse Vereniging Aannemers Funderingswerken;

SBR: Stichting Bouwresearch.



A-3

De AB-FAB en NVAF vertegenwoordigen de paalleveranciers: - AB-FAB (www.ab-fab.nl) helpt marktpartijen bij het succesvol toepassen van prefab

betonnen bouwelementen. AB-FAB vertegenwoordigt ca. 10 bedrijven die geprefabriceerde betonpalen produceren en in veel gevallen ook inbrengen.

- De NVAF (www.funderingsbedrijf.nl) heeft zich ten doel gesteld de belangen van de leden (aannemers van funderingswerken en eigenaren van funderingsmaterieel) te behartigen. De ruim 60 leden houden zich bezig met het ontwikkelen en uitvoeren van uiteenlopende funderingstechnieken, waaronder in de grond gevormde paaltypen.

COBc, CUR en SBR zijn organisaties die richtlijnen opstellen, of doen naleven: - COBc is een landelijke groep constructeurs van de gemeentelijke Bouw- en

Woningtoezichten in Nederland. Op de website www.cobc.nl staan op de pagina Geotechniek voor bepaalde typen palen paalfactoren vermeld die het COBc bij de aanvraag van een bouwvergunning accepteert.

- CUR (www.cur.nl) is een netwerk van kennisvragers en kennisaanbieders uit overheid, bedrijfsleven en kennisinstellingen. CUR geeft handboeken uit, waarin voor bepaalde typen palen paalfactoren worden aanbevolen (bijv. publicaties over trekpalen en ankerpalen)

- SBR (www.sbr.nl) brengt partijen in de bouw en vastgoedwereld bij elkaar voor het creëren, overdragen én implementeren van bouwkennis. SBR is verantwoordelijk voor de uitgifte van het Handboek Funderingen, waarin voor een groot aantal paaltypen aanbevolen waarden voor de paalfactoren zijn opgenomen.

Plan van Aanpak

Het is de bedoeling om in samenwerking met de hiervoor genoemde partijen te komen tot

een uitvoerbaar plan dat voldoet aan de hiervoor geschetste doelstellingen. Onderhavige

notitie betreft de eerste versie van het plan. Het plan, in de vorm van het bijgevoegde

draaiboek, zal in eerste instantie worden voorgelegd aan de NEN-commissie

Funderingstechniek en Geotechniek Algemeen, waarna het als basis zal dienen voor

gesprekken met andere betrokken partijen.

Het draaiboek bevat de volgende onderdelen: - voorbereidende werkzaamheden - proefbelastingen - onderhoud

Hierna wordt nader ingegaan op deze onderdelen.

Voorbereidende werkzaamheden

De voorbereidende werkzaamheden kunnen worden gesplitst in een algemeen gedeelte en

een gedeelte waarbij de verantwoordelijkheid vooral berust bij de paalleveranciers.

Algemeen

Het identificeren van proefterreinen waar proefbelastingen kunnen worden uitgevoerd;

Het opstellen van een Programma van Eisen voor het uitvoeren van proefbelastingen;

Het opstellen van een document waarin de wijze van interpretatie van de proefbelastingsresultaten wordt beschreven;

Het opzetten van een databank voor beschrijvingen van de uitvoeringswijze van elk paaltype en voor proefbelastingsresultaten;

Het opstellen van een document waarin het proces van vaststelling van paalfactoren wordt beschreven, inclusief het vaststellen van de termijn dat een bepaalde paalfactor geldig is;

http://www.ab-fab.nl/

http://www.funderingsbedrijf.nl/

http://www.cobc.nl/

http://www.cur.nl/

http://www.sbr.nl/

A-4



Het opstellen van een Programma van Eisen ten behoeve van de goedkeuring van proefterreinen inclusief een raming van kosten voor het uitvoeren van grondonderzoek;

Het uitvoeren van grondonderzoek ter goedkeuring van proefterreinen.

Paalleveranciers - Het beschrijven van het kwaliteitssysteem van het bedrijf - Het beschrijven van de uitvoeringswijze van die paaltypen waarvoor een paalfactor

wordt bepaald

Proefbelastingen

Naar alle waarschijnlijkheid zullen bij het uitvoeren van proefbelastingen en het interpreteren

van de proefbelastingsresultaten meerdere partijen betrokken zijn. De volgende

werkzaamheden kunnen worden onderscheiden: - Het voorbereiden van de proefbelasting - Het uitvoeren van grondonderzoek - Het installeren en instrumenteren van de paal - Het proefbelasten van de paal - Het interpreteren van de proefbelastingsresultaten - Het accepteren van de proefbelastingsresultaten - Het opslaan van de meetdata - Het vaststellen van de paalfactor(en)

Onderhoud

Deze fase begint al na het uitvoeren van de voorbereidende werkzaamheden en bestaat uit: - Initiële controle op de werking van het kwaliteitssysteem van de paalleverancier - controle op de uitvoeringswijze van de verschillende paaltypen - controle op het gebruik van de juiste paalfactoren - jaarlijkse controle op de werking van het kwaliteitssysteem van de paalleverancier

Achtergrondinformatie - A.F. van Tol, R. Stoevelaar en J. Rietdijk: Draagvermogen van geheide palen in

internationale context; Geotechniek, special Funderingsdag 2010, nr. 5, 2010, blz. 4 t/m 9.

- G. Hannink, A.J. van Seters en H.L. Jansen: Draagkracht van palen; Geotechniek, rubriek Normen en waarden, nr. 1, 2011, blz. 26 t/m 28.

Versie 0.3

25 januari 2011



A-5

Uitwerking Draaiboek

Voorbereidende werkzaamheden Algemeen

Activiteit Planning

gereed

Verantwoordelijke

partij

Uitvoerende

partij

1 Het identificeren van proefterreinen

waar proefbelastingen kunnen

worden uitgevoerd

CUR Bouw & Infra heeft Deltares

opdracht gegeven om:

- potentieel geschikte proeflocaties te

identificeren op basis van de

geologische opbouw van de

ondergrond, samenhangend met de

eisen voor deze terreinen in NEN

6745-1 en NEN 6745-2.

- met eigenaren en andere

belanghebbenden te overleggen over

de voorwaarden van gebruik van de

terreinen en de vaststelling van de

locaties.

- een beheermodel op te zetten voor de

terreinen, inclusief randvoorwaarden

voor uitvoerende partijen.

31-12-

2010

CUR Deltares

2 Het opstellen van een Programma

van Eisen voor het uitvoeren van

proefbelastingen

NEN 6745-1 en NEN 6745-2 zijn hierbij

uitgangspunt. De activiteit betreft een

nadere uitwerking voor zo ver daar

behoefte aan is.

31-05-

2011

NEN Fugro

3 Het opstellen van een document

waarin de wijze van interpretatie van

de proefbelastingsresultaten wordt

beschreven

Hiervoor kan het rekenmodel dat is

gehanteerd voor het opstellen van het

CUR/Delft Cluster rapport ‘Axiaal

belaste palen’ als uitgangspunt worden

genomen.

31-05-

2011

NEN Deltares

4 Het opzetten van een databank voor

beschrijvingen van de

uitvoeringswijze van elk paaltype en

voor proefbelastingsresultaten

CUR Bouw & Infra heeft Deltares

opdracht gegeven om:

- te onderzoeken of bestaande

internetinterfaces eenvoudig geschikt

zijn te maken voor de data presentatie

- onderzoek te doen naar de

databasestructuur en -vorm

31-12-

2010

CUR Deltares

A-6



- onderzoek te doen naar het

benodigde kwaliteitscontrolesysteem.

5 Het opstellen van een document

waarin het proces van vaststelling

van paalfactoren wordt beschreven

inclusief het vaststellen van de

termijn dat een bepaalde paalfactor

geldig is

- welk onderzoek is bij

geprefabriceerde betonpalen vereist?

De noodzaak om elke leverancier

proefbelastingen uit te laten voeren is

bijvoorbeeld geen reële eis.

- hoe gaan we verder met de 8D

onzekerheid?

31-05-

2011

NEN GWR


van Eisen ten behoeve van de

goedkeuring van proefterreinen

(inclusief een raming van kosten voor

het uitvoeren van grondonderzoek)

31-05-

2011

CUR Deltares

7 Het uitvoeren van grondonderzoek

ter goedkeuring van proefterreinen

31-12-

2011

CUR



A-7

Voorbereidende werkzaamheden paalleveranciers

Activiteit Planning

gereed

Verantwoordelijke

partij

Uitvoerende

partij


van Eisen voor het certificeren van

paalleveranciers en paalsystemen

- uitgangspunt is de ervaring met een

eerdere poging om te komen tot

certificering in de branche

31-03-

2011

CUR

2 Het beschrijven van het

kwaliteitssysteem van het bedrijf

- schrijven van een

beoordelingsrichtlijn (BRL) voor de

toetsing van het algemene

kwaliteitssysteem van het

funderingsbedrijf.

30-09-

2011

Paalleverancier

3 Het beschrijven van de

uitvoeringswijze van die paaltypen

waarvoor een paalfactor wordt

bepaald

- maken van een format voor het

beschrijven van de uitvoeringswijze

per paaltype per producent

30-09-

2011

Paalleverancier

4 Het goedkeuren van het

kwaliteitssysteem van het bedrijf,

de beschrijving van de

uitvoeringswijze van het

paalsysteem en de bijbehorende

BRL’s

31-12-

2011

KIWA

A-8



Proefbelastingen

Activiteit Planning

gereed

Verantwoordelijke

partij

Uitvoerende

partij

1 Het voorbereiden van de

proefbelasting

- opstellen van het proefbelastings-

programma

- aanmelden bij NEN

Paalleverancier

2 Het uitvoeren van

grondonderzoek

- conform de voorschriften in NEN

6745-1 en NEN 6745-2

Paalleverancier

3 Het installeren en instrumenteren

van de paal


6745-1 en NEN 6745-2

Paalleverancier

4 Het proefbelasten van de paal


6745-1 en NEN 6745-2

Paalleverancier

5 Het interpreteren van de

proefbelastingsresultaten

- opstellen van een meetrapport

- bepaling van de

paalklassefactor(en)

- opstellen van een rapport met de

resultaten van de proefbelasting

Paalleverancier

6 Het accepteren van de

proefbelastingsresultaten

- toetsen van de

proefbelastingsresultaten en de

interpretatie daarvan

CUR

7 Het opslaan van de meetdata

- aanleveren van de gegevens in het

vooraf bepaalde format

CUR

8 Het vaststellen van de

paalfactor(en)


6745-1 en NEN 6745-2

NEN



A-9

Onderhoud

Activiteit Planning

gereed

Verantwoordelijke

partij

Uitvoerende

partij

1 initiële controle op de werking van

het kwaliteitssysteem van de

paalleverancier

- audits bij het bedrijf op kantoor en bij

twee projecten

CUR KIWA

2 controle op de uitvoeringswijze van

de verschillende paaltypen

- toetsen en goedkeuren van door het

bedrijf ingevulde

uitvoeringsbeschrijving

CUR KIWA

3 controle op het gebruik van de

juiste paalklassefactoren

- beoordeling en goedkeuring van de

rapportage over de proefbelastingen

en afgifte van het certificaat met

daarop vermeld de paalfactoren.

COBc COBc

4 jaarlijkse controle op de werking

van het kwaliteitssysteem van de

paalleverancier

- audits per paaltype, één

kantooraudit en een nog nader te

bepalen aantal project-audits

CUR KIWA



B-1

B Berekeningen met MFoundation

Bijlage bij Hoofdstuk 11: Windbelasting

B-2



Gebouw met hoogte van 20 m

BGT Fnk sb sel s1 Rs;i;d Rb;i;d

Fpermanent 1500 328 4 8,4 12,4 1000 828

Ftotaal 1565 328 4,4 8,7 13,1 1024 869

Fwind 65

UGT Fnk sb sel s1 Rs;i;d Rb;i;d

Fpermanent 1800 328 9,9 9,9 19,9 1069 1059

Ftotaal 1898 328 11,9 10,4 22,3 1083 1143

Fwind 98

Aan de hand van deze berekeningsresultaten is de verandering van de relatieve verplaatsing

per paaldeel van 2 m bepaald. Per paaldeel is vervolgens de verminderde relatieve

verplaatsing en de verminderde negatieve kleef belasting afgelezen uit figuur 3.

Per paaldeel

L [m]

s [mm]

sel [mm]

2 0,4 0,05

NAP

sel [mm]

sel+sb [mm]

dzakking [mm]

in % (uit

grafiek) Fr max;nk;i

[in %]

0,6 0,30 0,70 19,30 99 1

-1,4 0,25 0,65 19,35 99 1

-3,4 0,20 0,60 19,40 99 1

-5,4 0,15 0,55 19,45 99 1

-7,4 0,10 0,50 19,50 99 1

-9,4 0,05 0,45 19,55 100 0

-11,5 0,00 0,40 19,60 100 0

De reductie van de negatieve kleef belasting is gemiddeld 1%; dat is ca. 3 kN.

De som van de windbelasting en de negatieve kleef belasting is:

F∑ = Fwind;BGT + Fnk;max = 65 kN + 328 kN = 393 kN.

De reductie in procenten van F∑ is 3/393 x 100% = 1%.



B-3



Fpermanent 1449 328 3,8 8,2 12 970 807

Ftotaal 1591 328 4,5 8,9 13,4 1040 879

Fwind 143


Fpermanent 1735 328 9,1 9,6 18,7 1050 1013

Ftotaal 1952 328 13,3 10,7 24 1082 1198

Fwind 214

Per paaldeel

L [m]

s [mm]

sel [mm]

2 0,70 0,12

NAP

sel [mm]

sel+sb [mm]

dzakking [mm]

in % (uit


[in %]

0,6 0,70 1,40 18,60 98 2

-1,4 0,58 1,28 18,72 98 2

-3,4 0,47 1,17 18,83 98 2

-5,4 0,35 1,05 18,95 99 1

-7,4 0,23 0,93 19,07 99 1

-9,4 0,12 0,82 19,18 99 1

-11,5 0,00 0,70 19,30 99 1

De reductie van de negatieve kleef belasting is gemiddeld 1,5%; dat is ca. 5 kN.




B-4





Fpermanent 1500 328 4 8,4 12,4 1000 828

Ftotaal 1943 328 6,3 10,1 16,4 1148 1023

Fwind 343


Fpermanent 1799 328 9,9 9,9 19,8 1068 1059

Ftotaal 2315 328 28,7 12,6 41,3 1085 1558

Fwind 515

Per paaldeel

L [m]

s [mm]

sel [mm]

2 2,30 0,28

NAP

sel [mm]

sel+sb [mm]

dzakking [mm]

in % (uit


[in %]

0,6 1,70 4,00 16,00 97 3

-1,4 1,42 3,72 16,28 97 3

-3,4 1,13 3,43 16,57 97 3

-5,4 0,85 3,15 16,85 98 2

-7,4 0,57 2,87 17,13 98 2

-9,4 0,28 2,58 17,42 98 2

-11,5 0,00 2,30 17,70 98 2







B-5



Fpermanent 1386 328 3,4 7,9 11,3 948 766

Ftotaal 1854 328 6,4 10,1 16,5 1152 1030

Fwind 469


Fpermanent 1660 328 8,2 9,2 17,4 1027 962

Ftotaal 2365 328 32,2 12,9 45,1 1085 1609

Fwind 704

Per paaldeel

L [m]

s [mm]

sel [mm]

2 3,00 0,36

NAP

sel [mm]

sel+sb [mm]

dzakking [mm]

in % (uit


[in %]

0,6 2,20 5,20 14,80 95 5

-1,4 1,83 4,83 15,17 95 5

-3,4 1,47 4,47 15,53 96 4

-5,4 1,10 4,10 15,90 97 3

-7,4 0,73 3,73 16,27 97 3

-9,4 0,37 3,37 16,63 97 3

-11,5 0,00 3,00 17,00 98 2




De reductie in procenten van F∑ is 11/797 x 100% = 1,5%.

B-6





Fpermanent 1043 328 2 6,3 8,3 750 622

Ftotaal 1675 328 5 9,3 14,3 1072 931

Fwind 634


Fpermanent 1247 328 4,4 7,3 11,7 851 724

Ftotaal 2200 328 12,3 12 34,3 1084 1444

Fwind 950

Per paaldeel

L [m]

s [mm]

sel [mm]

2 3,00 0,50

NAP

sel [mm]

sel+sb [mm]

dzakking [mm]

in % (uit


[in %]

0,6 3,00 6,00 14,00 92 8

-1,4 2,50 5,50 14,50 94 6

-3,4 2,00 5,00 15,00 95 5

-5,4 1,50 4,50 15,50 96 4

-7,4 1,00 4,00 16,00 97 3

-9,4 0,50 3,50 16,50 97 3

-11,5 0,00 3,00 17,00 98 2

De reductie van de negatieve kleef belasting is gemiddeld 4,5%; dat is 15 kN.



De reductie in procenten van F∑ is 15/962 x 100% = 1, 5%

Werkdocument Verborgen Veiligheden

Documents

Transcript of Werkdocument Verborgen Veiligheden