12 E JAARGANG DECEMBER 2008 NUMMER 5 FUNDERINGSDAG2008 THEMA-UITGAVE

DECEMBER 2008

NUMMER 5

THEMA-UITGAVE

FUNDERINGSDAG2008

12 E J A A R G A N G

Inhoud 4

Eurocode 7 – Stand van zaken A.J. van Seters – H.L. Jansen Wat is de huidige stand van zaken met betrekking tot de invoering van Eurocode 7 en wat zal er veranderen in de dagelijkse ontwerppraktijk? Toelichting aan de hand van voorbeelden.

10

Grote diameter geboorde casingpalen Erwin de Jong Voor het project Spoorverdubbeling op het traject van Vleuten tot het Amsterdam-Rijnkanaal heeft de aannemer gekozen voor de toepassing van een innovatief en relatief onbekend paal-systeem. Naast het paalsysteem als zodanig zal ook de rol van de diverse betrokkenen in dit D&C contract aan bod komen ten aanzien van de acceptatie van een innovatieve oplossing.

14

Invloed bouw nieuw aquaduct in de A4 op het bestaande aquaduct Ringvaart N.H. Rövekamp – ir. D. Nakken Onder de Ringvaart van de Haarlemmermeer wordt in de A4 een nieuw aquaduct gebouwd. Uiteraard moet de scheepvaart en het wegverkeer doorgang vinden. En dat alles in een omgeving met een slechte ondergrond; een hele opgave.

20

Gewapend onderwaterbeton: een waterdichte oplossing A.C.A.M. Keusters In de N201 is op ruime schaal bij de aanleg van kunstwerken onderwaterbeton toegepast. Ook de mogelijkheden van constructief onderwaterbeton zijn benut.

24

Nieuwbouw bestuurscentrum Rabobank Utrecht krijgt uitgebalanceerde fundering M.C.W. Kimenai – J. Galjaard In dit artikel wordt ingegaan op de constructieve, geotechnische en uitvoeringstechnische aspecten van: kantoortorens, 29 bouwlagen, met een paal-plaatfundering / bouwput diepe parkeergarage (4 ondergrondse bouwlagen) en voorzieningen t.b.v. fundering bestaande belendende bebouwing / interactie tussen hoogbouw en naastgelegen parkeergarage / modellering met Plaxis-3D.

28

CUR-commissie H408 ‘Door grond horizontaal belaste palen’ – de tussenstand A. Feddema In 2006 is in het kader van het DelftCluster programma de gezamenlijke CUR/DC commissie H408 gestart. Doel van de commissie is te komen tot een ontwerprichtlijn die de bestaande wirwar aan rekenmethoden kan vervangen. De stand van zaken met betrekking tot het werk van de commissie wordt in dit artikel toegelicht.

34

Fundering nieuwe elektriciteitscentrale MPP3 op de Maasvlakte M. Borsboom Voor de fundering van de nieuwe kolencentrale van E.ON op de Maasvlakte heeft de opdrachtgever gekozen voor grote diameter (1,5 m) boorpalen. Aan deze beslissing ging een zorgvuldige afweging van staal- of paalfundering vooraf waarbij uitgebreide zettingsanalyses zijn gemaakt. De predictie van het gedrag van de boorpalen is geverifieerd met een belastingsproef. Verder zijn de uitvoeringsmogelijkheden van de bouwput inclusief onderafdichting onderzocht.

39

Uitvoeringscheck cruciaal bij funderingsontwerpen T.J. Bles – M. Korff – C. Guis – C.P. Schouten Bij de uitvoering van funderingswerken gaat het geregeld mis. Problemen leiden niet alleen tot extra kosten, maar vaak ook tot forse vertraging en imagoschade. Veel van de problemen ontstaan doordat in de ontwerpfase geen rekening is gehouden met de uitvoerbaarheid van een ontwerp. Een vernieuwde samenwerking tussen het Platform Funderingstechniek, de NVAF en Deltares moet daarin verandering komen.

Distributie van Geotechniek in België wordt mede mogelijk gemaakt door: ABEF vzw Belgische Vereniging Aannemers Funderingswerken, Priester Cuypersstraat 3, 1040 Brussel Secretariaat: [email protected]

GEOtechniek – Funderingsdagspecial – december 2008

1

Geotechniek is een uitgave van

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

Postbus 25296 3001 HG Rotterdam E-mail [email protected] www.uitgeverijeducom.nl

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

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

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

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

Dywidag Systems International Industrieweg 25 B-3190 Boortmeerbeek Tel. 0032 16 60 77 60 Veilingweg 2 NL-5301 KM Zaltbommel Tel. 0031 418 578922 www.dywidag-systems.com

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

Postbus 1025 3600 BA Maarssen Tel. 030-248 6233 Fax 030-248 6666 [email protected] www.struktonengineering.nl

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

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

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

www.cruxbv.nl

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

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

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

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

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

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

www.boskalis.nl

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


3

Ir. A.J. van Seters – ir. H.L. Jansen

Fugro Ingenieursbureau BV

Samenvatting

Eurocode 7 Stand van zaken Inleiding In 2005 is Eurocode 7 - Geotechniek gepubliceerd, die bestaat uit 2 delen: – NEN-EN-1997.1 - Geotechnisch Ontwerp Deel 1: Algemene Regels, en – NEN-EN-1997.2 - Geotechnisch Ontwerp Deel 2: Grondonderzoek en Beproeving. Beide delen van Eurocode 7 zijn veel algemener van opzet dan de huidige NEN 6740-serie. Men spreekt van zogenaamde ‘paraplu’-normen, waarin de hoofdlijnen zijn opgenomen. Dit betreft voor Deel 1 - Algemene Regels – met name de veiligheidfilosofie met de partiële factoren en algemene bepalingen voor alle geotechnische constructies. Rekenmodellen zijn niet in Deel 1 opgenomen, zodat deze per land in een Aanvullende Norm moeten worden vastgelegd. Deel 2 - Grondonderzoek en Beproeving richt zich op het gebruik van terrein- en laboratoriumproeven voor geotechnisch ontwerp en geeft een beschrijving en algemene richtlijnen voor de uitvoering van de proeven. Tevens worden in Deel 2 als informatieve bijlagen een aantal correlaties en berekeningsmethoden op basis van proefresultaten gegeven. Voor het kunnen toepassen van Deel 1 is een kalibratiestudie uitgevoerd, waarbij de verschillen tussen de huidige NEN 6740-normen en de Eurocode zijn beschouwd en partiële factoren voor de Nederlandse situatie zijn opgesteld [Van Seters en Jansen, 2006].

Figuur 1 Eurocode 7, Nationale Bijlage en Aanvullende Norm NEN 9097-1, samen NEN 9997-1.

4


Inmiddels is in voorjaar 2008 de Nederlandse vertaling van Eurocode 7, Deel 1 gereedgekomen en is de Nationale Bijlage bij Eurocode 7.1 met daarin de Nederlandse partiële factoren uitgegeven. Momenteel wordt de laatste hand gelegd aan de Aanvullende norm NEN 9097-1, waarin de rekenmodellen voor de Nederlandse praktijk zijn beschreven. Eurocode 7 - Deel 1, de Nationale Bijlage en de Aanvullende Norm NEN 9097-1 zullen als één boek worden uitgegeven, waarbij de Aanvullende Bepalingen in de tekst tussen de bijbehorende artikelen van de Eurocode zullen worden ingevoegd. Voor de ontwerper wordt hiermee het veelvuldig bladeren in 3 afzonderlijke normbladen voorkomen. De bundel van deze 3 documenten wordt aangegeven als NEN 9997-1 (zie figuur 1) en zal naar verwachting medio 2009 worden gepubliceerd. De invoering van Eurocode 7 in Nederland is onlangs beschreven door Hannink et al (2008), waarin o.a. de globale inhoud van de verschillende documenten is besproken. In het vervolg van dit artikel wordt aandacht geschonken aan enkele veranderingen door invoering van Eurocode 7 ten opzichte van de huidige adviespraktijk toegelicht met voorbeelden. Vanaf de website van Kivi-Niria afdeling Geotechniek kunne leden gratis een document downloaden met achtergronden van Eurocode 7,

Eurocode 0 Klasse*

β

RC1

Eurocode 7 levert een consistent stelsel van Geotechnische normen voor grondonderzoek (Deel 2) en het ontwerp en de uitvoering (Deel 1). Het is een brede opgezette norm, waarin met name de veiligheidsbeschouwing uitgebreid aan de orde komt. Bovendien worden alle typen geotechnische constructies uitgebreid besproken en wordt veel algemene informatie aangereikt, zie ook Hannink et al [2008]. Het winstpunt van de Eurocode ligt vooral in het feit, dat alle ontwerpuitgangspunten voor de Europese landen zijn vastgelegd. Het is ook een uitstekend referentie document voor werken buiten Nederland. Helaas zijn er veel uitzonderingen en speciale factoren, die per land verschillen. Doordat rekenmodellen in Eurocode 7 niet zijn vastgelegd, was er de noodzaak om dit op nationaal niveau te doen. Derhalve is NEN9097-1 Aanvullende bepalingen voor het geotechnisch ontwerp ontstaan. Hierbij is zoveel mogelijk aan de bestaande praktijk vastgehouden, terwijl de norm is uitgebreid met o.a. trekpalen en het stappenplan damwandconstructies. Werken met de Eurocode zal waarschijnlijk volop mogelijk zijn, als NEN 9097-1 gereed is (medio 2009). Met voorbeelden hebben de schrijvers trachten aan te tonen, dat er natuurlijk veranderingen hebben plaatsgevonden – elke nieuwe norm is gewijzigd! – maar de omvang daarvan valt echt mee! Het KIVI-NIRIA document [2008] kan bij de invoering van Eurocode 7 goede diensten bewijzen!

waarbij tevens voorbeelden voor verschillende geotechnische berekeningen met Eurocode 7 zijn uitgewerkt [ref]. Achtereenvolgens zal worden stilgestaan bij het te hanteren veiligheidsniveau en bij het ontwerp van funderingen op palen. Om te illustreren, hoe men in de Europese landen met Eurocode 7

Toepassing

TGB - NEN 6700 Klasse β

3,3

Eengezinswoningen Gebouwen < 3 verdiepingen

1 2

3,2 3,4

RC2

3,8

Kantoren, Flats

3

3,6

RC3

4,3

Hoogbouw > 70 m Tribunes, Concertzalen

Faalkans

*RC = Reliability Class Tabel 1 Veiligheidsklassen en betrouwbaarheidindices β

omgaat, wordt een vergelijking gemaakt tussen Duitsland en Nederland voor een fundering op staal. Tot slot zal Eurocode 8, die handelt over aardbevingen, aan de orde komen.

Veiligheidsniveau's In de overkoepelende Eurocode 0 - NEN-EN1990 ‘Basis of Structural Design’ zijn de veiligheidniveau's vastgesteld voor verschillende categoriën constructies. Deze wijken af van de huidige NEN 6700, zoals weergegeven in Tabel 1. Eurocode 0 (en daarmee ook het geotechnisch ontwerp volgens EC7) geeft in het algemeen kleinere faalkansen (hogere waarden) dan de huidige NEN 6700. Bovendien zijn de verschillen tussen de klassen onderling bij Eurocode 0 groter dan bij NEN6700. In de kalibratiefase is het veiligheidsniveau voor RC 1 gelijkgesteld aan de oude klassen 1 en 2. Klasse RC2 is vergeleken met de ‘oude’ klasse 3. Klasse RC3 is een nieuwe klasse voor bijzondere bouwwerken, die qua veiligheidsniveau overeenkomt met de veiligheid van primaire waterkeringen en veiligheidsklasse III uit CUR publicatie 166 Damwandconstructies. Voor het ontwerp is het van belang te weten, dat een ontwerp volgens NEN 6700 Klasse 3 nu overeenkomt met Eurocode klasse RC2! De belastingfactoren voor veiligheidklasse RC2 zijn gegeven in Eurocode 0. Belastingfactoren voor de andere klassen kunnen hieruit worden afgeleid door vermenigvuldiging met: een factor 0,9 voor klasse RC1 een factor 1,1 voor klasse RC3 Voor funderingen wordt het verschil in veiligheidsniveau tussen verschillende RC-klassen verdisconteerd door het gebruik van verschillende

G:Q

belastingfactoren. De materiaalfactoren zijn voor alle klassen gelijk. Bij grondconstructies (damwanden, taluds) wordt de constructie met name door grond belast en speelt de uitwendige belasting een beperkte rol. Hier wordt het onderscheid in veiligheidniveau verdisconteerd door per klasse aangepaste materiaalfactoren, zoals de huidige praktijk in CUR publicaties 162 en 166. De partiële factoren worden per land vastgesteld en vastgelegd in de Nationale Bijlage

Belastingfactoren In Eurocode 0 met de Nationale Bijlage worden 2 uitdrukkingen gegeven om de rekenwaarde van de belasting te bepalen, uitgaande van karakteristieke waarden voor de permanente belasting Gk en de veranderlijke belasting Qk: (6.10a) Rekenwaarde Belasting = γG * Gk + γQ * ψ0* Qk (6.10b) Rekenwaarde Belasting = ξ * γG * Gk + γQ * Qk Waarbij voor veiligheidsklasse RC2: γG = belastingfactor op permanente belasting = 1,35 γQ = belastingfactor op veranderlijke belasting = 1,5 ψ0= factor voor variabele belasting = 0,7 (meeste gevallen) ξ = reductiefactor = 0,89 (æ * ≥G = 1,20) Invullen van de waarden voor partiële factoren levert de volgende vergelijkingen: (6.10a) Rekenwaarde Belasting = 1,35 * Gk + 1,05 * Qk (6.10b) Rekenwaarde Belasting = 1,20 * Gk + 1,5 * Qk De hoogste rekenwaarde is uiteraard maatgevend.

EC0 RC2 (6.10b)

NEN 6702 Klasse 3

0:1

1,05

1,50

1,50

1:1

1,20

1,35

1,35

3:1

1,28

1,28

1,28

4:1

1,29

1,26

1,26

5:1

1,30

1,25

1,25

10:1

1,32

1,23

1,23

1:0

1,35

1,20

1,20

Tabel 2 Resulterende belastingfactor, vergelijking Eurocode 0 en NEN 6702.

Wanneer de verhouding wordt tussen permanente belasting G en variabele belasting Q wordt gevarieerd, kan de resulterende belastingfactor worden bepaald, zoals weergegeven in tabel 2. In de rechter kolom is de huidige praktijk weergegeven. De maatgevende waarden zijn vetgedrukt. Bij overwegend permanente belasting is de rekenwaarde van de belasting volgens de Eurocode hoger dan volgens de huidige praktijk. Dit verschil kan oplopen tot 13 % bij een volledig permanente belasting.

Vergelijking tussen Nederland en Duitsland Eurocode 7 wordt in alle landen van de Europese Unie, Noorwegen en Zwitserland in 2010 ingevoerd. Ondanks de gemeenschappelijke norm blijven er op nationaal niveau verschillen bestaan: De rekenmodellen verschillen per lidstaat. Zo wordt de draagkracht van palen in Nederland direct uit de sondering bepaald. In Frankrijk geschiedt dit aan de hand van pressiometer proeven en in het Verenigd Koninkrijk aan de hand van parameters bepaald met SPT’s en laboratorium proeven. De landen kunnen verschillend omgaan met veiligheid. Eurocode 7 kent 3 ontwerpbenaderingen, waarbij met partiële belastingen materiaalfactoren kan worden ontworpen dan wel met belastingen weerstandsfactoren. De laatste methode lijkt veel op het hanteren van een overall veiligheidsfactor. De waarden van de partiële factoren kunnen per land verschillen. Ter illustratie is een voorbeeld van een fundering op staal gegeven, dat is ontleend aan Vogt et al [2006]. De fundering op staal is schematisch weergegeven in figuur 3. De draagkracht van een strokenfundering wordt zowel in Nederland als in Duitsland berekend op basis van de wig van Prandtl:

Resulterende Belastingfactor ≥F EC0 RC2 (6.10a)

Vergelijking 6.10b komt overeen met de waarden in de huidige NEN 6702. Voor NEN 6700 veiligheidklasse 3 gelden waarden voor γG en γQ van respectievelijk 1,2 en 1,5.

q = 0,5 * B * γ * Nγ * iγ + γ * d * Nq * iq

Figuur 3 Fundering op staal.

waarbij: i γ , i q = hellingsfactoren, afhankelijk van horizontale/verticale belasting H/V Nγ, Nq = factoren afhankelijk van de wrijvingshoek ’ H = horizontale variabele Q-belasting, momentarm 4 m


5

V d

γ ϕ

= verticale permanente G-belasting = 400 kN/m = diepte van de onderzijde van de strook = 1,0 m = volumiek gewicht van het zand = 19 kN/m3 = wrijvingshoek = 32,5 graden

Gevraagd is de benodigde breedte van de funderingstrook als functie van de verhouding tussen de horizontale en de verticale belasting H/V. De Nederlandse berekening verloopt als volgt: Bepaling rekenbelasting met partiële belasting factoren γG = 1,35 en γQ = 1,5. Bepaling rekenwaarde wrijvingshoek ϕ door deling met materiaalfactor γtanϕ = 1,15. Berekening van de draagkracht met rekenwaarden voor de belastingen en de grondparameters. Door het verschil in belastingfactoren voor H en V neemt de helling van de resultante sterker toe met H dan bij gelijke factoren voor H en V. Dit leidt tot lagere waarden voor de factoren i γ en iq, dat wil zeggen lagere draagkracht. De Duitse berekening verloopt als volgt: De berekening wordt uitgevoerd met karakteristieke waarden voor de belastingen en de wrijvingshoek. De berekende draagkracht wordt gedeeld door een belastingfactor γG = 1,35 en een weerstandsfactor γR = 1,4. Dit komt eigenlijk overeen met een overall factor van ongeveer 1,9. De Nederlandse methodiek volgt Ontwerpbenadering 3 (OB3) van Eurocode 7. Eigenlijk is dit de berekening volgens NEN 6744. Het Duitse ontwerp verloopt volgens OB2* van Eurocode 7

en volgt eigenlijk de oude DIN 1054. De resultaten van de berekeningen zijn weergegeven in figuur 4, waaruit blijkt, dat de Nederlandse methode leidt tot een bredere funderingstrook dan de Duitse methode. De verschillen worden veroorzaakt door de grote gevoeligheid van de Nγ- en Nq-factoren voor onzekerheden in wrijvingshoek ϕ. Ook het verschil in belastingshoek (factoren iγ- en iq) speelt mee. Het gevonden verschil in strookbreedte geldt alleen voor dit voorbeeld en is niet algemeen van toepassing. Wel kan worden geconcludeerd, dat de verschillen tussen de landen onderling nog niet zijn verdwenen met de komst van de Eurocode. In de toekomst zal een verdere harmonisatie moeten plaatsvinden. Toch is het van groot belang met de Eurocode een vergelijkbaar uitgangspunt te hebben verkregen voor het geotechnisch ontwerp.

Ontwerp van paalfunderingen De aanpassingen bij het ontwerp van paalfunderingen betreffen met name de veiligheidsbeschouwing. Het rekenmodel en de bijbehorende paalfactoren αp en αs blijven ongewijzigd. Daarnaast wordt de berekening van trekpalen conform het CUR-rapport 2001-4 opgenomen in NEN 9097-1. Ook de berekening van het last-zakkingsgedrag evenals de berekening van negatieve kleef blijven ongewijzigd. De partiële belastingfactoren voor negatieve kleef van 1,0 en 1,4 blijven daarbij gehandhaafd. Bij de berekening van de paaldraagkracht wordt uitgegaan van de karakteristieke waarde Rc;k voor drukpalen en Rt;k voor trekpalen. Deze waarde is bij EC7 evenals bij NEN 6743-1 afhankelijk van het aantal binnen de paalgroep uitgevoerde sonderingen en de stijfheid van de constructie. NEN 6743-1 maakt echter bovendien

onderscheid naar het aantal meewerkende palen bij een stijve constructie; in EC7 wordt alleen het verschil stijf/niet-stijf beschouwd. Ook bij de methodiek volgens EC7 wordt voor alle sonderingen in de groep de paaldraagkracht Rc;cal per sondering op één en hetzelfde puntniveau berekend. Vervolgens wordt de gemiddelde draagkracht, de laagste waarde en de variatiecoëfficiënt bepaald. Deze laatste dient conform NEN 6743-1 minder dan 12% te bedragen. Volgens EC7.1 is de karakteristieke waarde van de draagkracht gelijk aan het minimum van de gemiddelde draagkracht gedeeld door ξ3 en de laagste draagkracht gedeeld door ξ4 volgens:

De waarden van ξ3 en ξ4 zijn afhankelijk van het aantal sonderingen en de stijfheid van het gebouw. In vergelijking met NEN 6743-1 valt op, dat ξ3 en ξ4 in de noemer zijn geplaatst, terwijl de bekende æNEN in de teller was opgenomen. De waarden voor ξ3 en ξ4 zijn in het algemeen (uitzondering is ξ4 bij een stijf bouwwerk) dan ook groter dan 1.0. In Normen en waarden, Geotechniek [2007] is de achtergrond van de verschillende ξ3- en ξ4-waarden belicht. De rekenwaarde van de paaldraagkracht Rc;d wordt bepaald door deling van de karakteristieke waarde door een partiële factor: Drukpalen:

met γt = 1,2 (NEN 6740: γm;b = 1,2)

Trekpalen:

met γs;t = 1,35 (NEN 6740: γm;b = 1,1,4)

De waarden van ξ3 en ξ4 en de partiële factoren γt en γs;t kunnen per lidstaat worden vastgesteld. Tijdens de kalibratiestudie zijn de waarden voor deze factoren in Nederland zodanig gekozen, dat geen trendbreuk zou optreden. De met EC7 berekende draagkrachten liggen binnen 5 % van de resultaten volgens NEN 6743-1. Nederland ––––––––––––– ––––––––––––––––––––––––––––––––Duitsland

Belastingproeven op palen In Eurocode 7 wordt een aantal paragrafen gewijd aan proefbelastingen van palen. Zowel statisch proefbelasten als dynamisch proefbelasten worden in Eurocode 7 besproken. De tekst geeft vooral aanbevelingen, is weinig dwingend.

Figuur 4 Breedte Fundering als functie van Horizontale/Verticale belasting.

6


Eurocode 7 - Stand van zaken

Voorbeeld Uitgegaan wordt van een bouwwerk gefundeerd op prefab betonpalen. Het grondonderzoek bestond uit 5 sonderingen. Voor elke sondering is op hetzelfde puntniveau de draagkracht berekend, zie tabel 3. De variatiecoëfficiënt is lager dan de toegestane waarde van 0,12. Daarmee is aangetoond, dat de 5 sonderingen in één groep bij elkaar kunnen worden beschouwd.

De waarden van ξ zijn in de tabellen 10a en 10b in de Nationale Bijlage van EC7.1 opgenomen. De rekenwaarden zijn bepaald voor een slap en een stijf bouwwerk, zie tabel 4. Ter vergelijking is het voorbeeld eveneens volgens NEN 6743-1 uitgewerkt, zie tabel 5. In geval van een stijf bouwwerk is de waarde van ξ afhankelijk van

Bouwwerk

Slap CPT

Paaldraagkracht [kN ] Punt Rb;cal

Schacht Rs;cal

Totaal Rc;cal

1

450

150

600

2

380

120

500

3

415

158

573

4

350

140

490

5

406

160

566

Gemiddeld 546 Minimum 490 Standaardafwijking 43 Variatiecoëfficiënt 0,08 Tabel 3 Berekende paaldraagkrachten per sondering.

Statisch Proefbelasten Statische proefbelastingen worden uitgevoerd in geval van een nieuw paaltype of wanneer er weinig ervaring is met de grootte of het type belasting in combinatie met de paal. Ook in geval van afwijkende grondcondities of bij onvoldoende zekerheid in het ontwerp is het verstandig om een proefbelasting uit te voeren. De proefpaal moet minimaal een diameter van 50 % van de werkelijke paal bezitten. Aangeraden wordt om de schachtwrijving en de puntweerstand afzonderlijk te meten. Twee typen proeven worden onderscheiden: Belasten tot uiterste draagkracht (bezwijken) Of: belasten tot rekenwaarde draagkracht (controleproef) Analoog aan de berekening van de draagkracht uit sonderingen kan de draagkracht direct uit de paalbelastingsproeven worden bepaald. Hiervoor zijn ξ1- en ξ2-waarden en partiële factoren gegeven in de Nationale Bijlage.

Stijf

Waarde

Berekend

het aantal palen in de groep. Vergelijking van de rekenwaarden uit tabel 4 en tabel 5 toont, dat voor een slap bouwwerk de draagkrachten berekend volgens EC7 en NEN 6743-1 volledig gelijk zijn. Voor een stijf bouwwerk liggen de resultaten inderdaad binnen 5% afwijking.

Karakteristiek

Rc;cal

ξ

Rc;k

Gemiddeld

546

ξ3=1,28

426

Minimaal

490

ξ4=1,03

476

Gemiddeld

546

ξ3=1,17

466

Minimaal

490

ξ4=0,93

527

Rekenwaarde

γt

Rc;d

maatgevend

1,2 355

maatgevend

1,2 389

Tabel 4 Karakteristieke en rekenwaarden van de paaldraagkracht - EC7.

Bouwwerk

Waarde

Berekend Aantal

Karakteristiek

Rekenwaarde

Rc;cal

palen

ξ

Rc;k

γt

Rc;d

Slap

Gemiddeld

546

1

0,78

426

1,2 355

Stijf

Gemiddeld

546

5

0,84

459

1,2 382

Stijf

Gemiddeld

546

8

0,88

480

1,2 400

Stijf

Gemiddeld

546

12

0,89

486

1,2 405

Tabel 5 Karakteristieke en rekenwaarden van de paaldraagkracht - NEN 6743-1.

Het terugrekenen naar paalfactoren ±p en ±s is niet vereist, maar in NEN 9097-1 wordt hiervoor een stappenplan gegeven (overgenomen uit NEN 6745).

Eurocode 8 - Aardbevingen Voor speciale projecten in Groningen, Europoort en in Zuid-Nederland (zie figuur 6) dient in toenemende mate rekening te worden gehouden

Dynamisch Proefbelasten Onder dynamisch proefbelasten worden met name PDA-metingen en Statnamic-proeven (zie figuur 5) verstaan. Dynamisch proefbelasten is volgens EC7 toegestaan, mits er voldoende grondonderzoek aanwezig is, de methode is geijkt met een statische proef en de meting ter plaatse van het bouwwerk wordt verricht. Op basis van de resultaten kan analoog aan de berekening uit sonderingen een rekenwaarde voor de draagkrachte worden vastgesteld. Hiervoor zijn ξ5- en ξ6-waarden en partiële factoren gegeven in de Nationale Bijlage. Er bestaat nog geen norm voor het uitvoeren van dynamische proefbelastingen. Hieraan wordt op Europees niveau gewerkt, waarbij Nederland (CUR/Delft Cluster) een concept-norm heeft opgesteld.

Figuur 5 Statnamic proefbelasten.


7

met aardbevingsbelastingen. Deze kunnen ontstaan door twee oorzaken: Natuurlijke aardbevingen, zoals voorkomend in Zuid-Nederland, België en Duitsland; ‘Induced earthquakes’, kortdurende aardbeving als gevolg van gaswinning.

Vertaling en opstellen van een Nationale

In Nederland worden bouwwerken in principe niet getoetst op aardbevingen. In de serie Eurocodes is Eurocode 8 - Ontwerp en berekening van aardbevingsbestendige constructies verschenen. Hierin zijn de belastingen, die door seismische activiteit worden veroorzaakt beschreven, alsmede het ontwerp van gebouwen, bruggen, tanks, en funderingen. Deze Eurocode is niet aangewezen in het Bouwbesluit en geldt daarom nog niet voor Nederland.

Referenties

Door de NEN-commissies Geotechniek en Technische Grondslagen voor Bouwconstructies zal aandacht worden besteed om Eurocode 8 voor Nederland toegankelijk te maken. Hierbij kan worden gedacht aan de volgende activiteiten:

Bijlage bij Eurocode 8; Aansluiting bij België en Duitsland; Invulling van Eurocode 8 met ‘induced events’; Aanwijzing door het Bouwbesluit voor bijzondere RC3 constructies.

– Seters, A.J. van en Jansen, H.L. (2006) Kalibratiestudie en opstellen Nationale Bijlage bij Eurocode 7, Geotechniek 10, 2006, 1, blz 24 - 32 – Vogt, N., Schuppener, B. en Weissenbach, A. (2006) Toepassing van de ontwerpbenaderingen van Eurocode 7-1 voor het geotechnisch ontwerpen in Duitsland, Geotechniek 10, 2006, 4, blz 46 - 53. – Hannink, G., Buth, L.J., en Seters, A.J. van (2008) Deel 1 van Eurocode 7 gereed voor gebruik, Geotechniek 12, 2008, 1, blz 22 - 27. – Eurocode 7 - Achtergronden en voorbeeldberekeningen, KIVI-NIRIA afdeling Geotechniek, 2008 – De æ-factor, Rubriek Normen en waarden (2007), Geotechniek 11, 2007, 3, blz 20 - 21

Figuur 6 LNG-tank.

Ing. E. de Jong

VWS Geotechniek BV

Samenvatting Dit artikel beschrijft de bijzonderheden

Grote diameter geboorde casingpalen

Inleiding Voor het project Spoorverdubbeling Vleuten Amsterdam Rijnkanaal is voor het eerst in Nederland gebruik gemaakt van zogenaamde grote diameter casingpalen. Na een eerste reeks palen van 80 stuks in 2005 voor de eerste fase van dit project, zijn in april 2008 de laatste 17 palen van dit type succesvol geïnstalleerd.

Projectbeschrijving De spoorverdubbeling van het traject Vleuten Amsterdam Rijnkanaal is onderdeel van de verdubbeling van de capaciteit voor het rail-

10


verkeer op het traject Gouda-Utrecht. Deze lijn kent zijn ligging ten tijde van de aanbesteding in 2004 sinds begin jaren ‘50, toen ondermeer het spoorviaduct over rijksweg 2 werd gerealiseerd. Het traject kent een gedeeltelijke hoge ligging van de spoorbaan, maar ook een deel met een maaiveldligging en gelijkvloerse kruisingen met het locale verkeer. De spoorlijn doorsnijdt de Vinex-locatie Leidsche Rijn en heeft dientengevolge ook een functie in de lokale vervoersverbindingen tussen deze wijk en het centrum van Utrecht. Om de mogelijke barrière van de spoorlijn te slechten voor de toekomstige

van dit paalsysteem aan de hand van de gekozen uitvoeringsmethode en de diverse controles op het eindresultaat. Naast controle op het uitvoeringsproces door middel van sonderingen is op een 3-tal palen een geschiktheidsproef uitgevoerd en zijn de palen gedurende de bouw en de periode na in dienststelling van het spoor gemonitoord door middel van nauwkeurigheidswaterpassingen.

De BG28 stelling met 40 tm boormotor en het onderste casing segment met snijtanden.

bewoners is gekozen voor een hoge ligging van de nieuwe, verbrede aardebaan, voorzien van een groot aantal kunstwerken om het spoorverkeer ongelijkvloers te kunnen kruisen en een drietal stations om gebruik te kunnen maken van het spoor. De aanbesteding van het project heeft plaats gevonden in 2004. In 2005 is door de Combinatie VLARK, bestaande uit Van Hattum en Blankevoort en KWS, gestart met de gefaseerde uitvoering die in 2010 zal zijn voltooid. Het contract is een overeenkomst voor het ontwerp en

realisatie van de 4-sporige aardebaan, inclusief 20 kunstwerken (waaronder de 3 stations) en geluidsbeperkende voorzieningen. Door Prorail is als opdrachtgever een referentieontwerp aan de opdrachtnemer ter beschikking gesteld. Daarnaast diende de opdrachtnemer te voldoen aan de strakke vormgevingsvisie die door de opdrachtgever was neergelegd. Uit het oogpunt van sociale veiligheid van de diverse onderdoorgangen is gekozen voor een ruime opzet van de kunstwerken, waarbij de midden steunpunten worden gevormd door betonkolommen met een diameter van 1200 mm.

Keuze paalsysteem In het referentieontwerp waren deze kolommen geplaatst op zware betonnen poeren die werden gefundeerd op prefab betonpalen 450 x 450 mm (figuur 1). Al in de tenderfase is de opdrachtnemer in samenwerking met Volker Staal en Funderingen en VWS Geotechniek opzoek gegaan naar alternatieven, waarbij de uitdaging was om direct onder de kolommen 1200 mm één funderingspaal te plaatsen. Op deze wijze zou het aantal palen fors worden gereduceerd (van 48 naar 6 per steunpunt), maar kon tevens de zware betonpoer (inclusief bemaling en hulpconstructies) vervallen. Een dergelijke alternatieve fundering diende uiteraard wel aan strenge eisen te kunnen voldoen, te weten een rekenwaarde van de netto draagkracht van de palen van circa 8.000 kN en een stijf last-zakkingsgedrag om de zettingsverschillen tussen de op prefab palen gefundeerde landhoofden en de steunpunten bij het passeren van een trein tot een minimum te beperken. Bij het zoeken naar mogelijke funderingssystemen zijn varianten als de toepassing van traditionele boorpalen (met bentoniet steunvloeistof) en grote diameter stalen buispalen beschouwd, maar geen van deze paaltypen kon concurreren met de zogenaamde casingpalen. Door Visser en Smit Bouw waren in de jaren 80 getrilde casingpalen geïnstalleerd bij diverse projecten in de omgeving van Maastricht. Deze palen hadden een diameter tot 1200 mm en waren enigszins vergelijkbaar met vibropalen. Het verschil was dat deze palen niet waren voorzien van een voetplaat (die het trillend inbrengen onmogelijk had gemaakt) maar werden leeggehaald met een palengrijper na het op diepte brengen van de casing. Vervolgens werd de wapening geplaatst en de buis gevuld met beton met behulp van de contractormethode. Na het storten werd de buis weer trillend verwijderd.

Figuur 1 Referentieontwerp Kunstwerk 8.

Figuur 2 Beschrijving uitvoering geboorde casingpalen.

Voor het project VLARK was het noodzakelijk om bij enkele kunstwerken een trillingsvrij paalsysteem toe te passen. Daarnaast was het noodzakelijk om een paal toe te passen met een diameter die, teneinde plaatsingtoleranties mogelijk te maken, tenminste 1400 mm zou bedragen. Uiteindelijk hebben deze randvoorwaarden ertoe geleid dat er gekozen is voor geboorde casingpalen met een diameter van 1650 mm. De paallengte varieerde over het

project van 15 m tot 19,5 m. Een overzicht van de uitvoeringsvolgorde bij een geboorde casingpalen is gegeven in figuur 2. Essentieel bij de uitvoering van dit paaltype is dat tijdens het inboren van de casing en het gelijktijdig verwijderen van de grond binnen de casing een wateroverduk wordt gehandhaafd teneinde een stabiele situatie aan de punt van de casing te garanderen. Om het risico van een


11

verstoring van de grondslag op paalpuntniveau te minimaliseren en eventueel teniet te doen is aan de onderzijde van de wapening een groutzak bevestigt die na het uitharden van de beton kan worden gevuld met grout. Door het vullen te laten plaatsvinden onder hoge druk is het tevens mogelijk de paalpunt (en daarmee de gehele paal) op te spannen en een stijf last-zakkingsgedrag te waarborgen.

Dimensionering en controle Paalsysteem

Figuur 3 Resultaat sonderingen vóór en na paalinstallatie.

Uitvoeren proefbelasting met reactieframe.

12


Van het gekozen paaltype waren geen proefbelastingen in Nederland beschikbaar. Voor zover deze palen in het buitenland worden toegepast wordt het draagvermogen veelal bepaald aan de hand van proefpalen, maar daarbij is nimmer een relatie met sonderingen gebruikt. Bij het ontbreken van resultaten van proefbelastingen is het gebruikelijk het paalsysteem in te schalen aan de hand van vergelijkingen met paalsystemen die wel zijn opgenomen in de Nederlandse normen. Van Hattum en Blankevoort heeft voor het beoordelen van het paalsysteem de hulp ingeschakeld van Geodelft, nu Deltares. Op basis van de rapportage van Deltares is door TCE (als hoofdconstructeur ingehuurd door de Combinatie Vlark) het ontwerp gemaakt voor de paalfundering. Teneinde het werkelijke gedrag van de palen in het werk te kunnen beoordelen is gebruik gemaakt van een controle op de uitvoering met sonderingen (vergelijk sondeerweerstand vóór en na installatie van de palen bij minimaal 1 paal per kunstwerk) en zijn op 3 palen geschiktheidsproeven uitgevoerd. Bij 2 van deze palen is een

proefbelasting tot 100% van de representatieve paalbelasting toegepast (6.000 kN), terwijl bij de derde paal een proefbelasting tot 100% van de rekenwaarde (8.000 kN) is uitgevoerd. Op basis van de resultaten van de sonderingen kon worden vastgesteld dat de palen een neutraal installatie gedrag hebben, dat wil zeggen gemiddeld was er geen sprake van een toename of afname van de conusweerstand. De sonderingen na installatie zijn daarbij uitgevoerd met een dubbele hellingmeter om de positie van de sondeerconus ten opzichte van de paal te kunnen controleren. Een representatief resultaat is getoond in figuur 3. De drie beproefde palen zijn gesitueerd ter plaatse van kunstwerk 6, het kunstwerk waar met installatie van de palen is aangevangen. De proefbelastingen zijn uitgevoerd en begeleid door Deltares. De 3 palen zijn geïnstrumenteerd met behulp van trillende snaaropnemers die op verschillende niveaus aan de wapening zijn bevestigd. Daarnaast zijn een 4-tal gasbuizen ingebracht om vervormingen van de paalschacht op diverse niveaus ook met behulp van nauwkeurigheidswaterpassingen te kunnen vaststellen. De eerste metingen aan de paal zijn uitgevoerd bij het oppompen van de groutzakken. Op basis van die meetresultaten kon worden geconcludeerd dat het vullen van de groutzakken weliswaar zichtbaar was bij de opnemers, maar dat er geen sprake was van een blijvende voorspanning in de paal. Dit feit kon ook worden vastgesteld aan de hand van waterpassingen van de paalkoppen die slechts een rijzing circa 1 millimeter

Grote diameter geboorde casingpalen

te zien gaven. Bij de recent uitgevoerde palen in de tweede fase is de procedure voor het vullen van de groutzakken herzien en is het wel mogelijk gebleken de palen tot 10 mm ‘op’ te pompen. Bij het uitvoeren van de proefbelasting is gebruik gemaakt van een reactieframe dat de benodigde kracht ontleende aan een 16-tal Gewi-palen. Deze palen waren op 10 m uit het hard van de beproefde palen geplaatst om zo een wederzijdse beïnvloeding te voorkomen. De proefbelastingen zijn uitgevoerd op 3 naast elkaar geplaatste palen in kunstwerk 6. De onderlinge hart op hart afstand van deze palen bedroeg 3,75 m, waarmee het niet ondenkbeeldig is dat het resultaat van de proefbelastingen is beïnvloed door de volgorde waarin de palen zijn belast. Desondanks vertonen de resultaten van de proefbelastingen een behoorlijke mate van overeenkomst. Op basis van de gegevens van de nasonderingen en de uitgevoerde proefbelastingen is door Deltares het last-zakkingsgedrag van de palen voor de diverse kunstwerken in het project bepaald.

Figuur 4 Resultaat proefbelastingen.

Controle last-zakkingsgedrag Het vaststellen van het last-zakkingsgedrag van palen kent zelfs als dit plaats vindt op basis van een aantal proefbelastingen nog onzekerheden. Ter controle van het werkelijke paalgedrag is besloten de kolommen die rechtstreeks op de palen zijn geplaatst te voorzien van referentieboutjes die gedurende het vervolg van het werk op een aantal relevante tijdstippen zijn ingemeten. Op basis van de resultaten van deze metingen kan worden vastgesteld dat het werkelijke gedrag van de palen stijver is dan op basis van de proefbelastingen is geconcludeerd.

Conclusies paalsysteem De grote diameter geboorde casingpalen hebben voldaan aan de oorspronkelijk geformuleerde eisen met betrekking tot draagvermogen en last-zakkingsgedrag. De palen zijn een interessant alternatief voor de traditionele boorpalen en de fundatie van belastingen die via kolommen direct op de ondergrond kunnen worden overgedragen. Toepassing als paalfundering onder hoogbouw in binnenstedelijke gebied is eveneens goed denkbaar. De uitgevoerde proefbelastingen en controlesonderingen geven aan dat de palen een neutraal installatiegedrag hebben en, door de toepassing van een puntinjectie, een stijf last-zakkingsgedrag. De paalklasse factoren

Figuur 5 Aangenomen en geregistreerde last-zakkingsgedrag steunpunten.

voor berekening van het draagvermogen zijn nog niet eenduidig vastgesteld. Overwogen wordt om een tweetal extra geïnstalleerde kortere palen te beproeven met behulp van een 16 MN statnamic apparaat om ook inzicht te krijgen in het gedrag van de palen onder een belasting die de waarschijnlijke bezwijkbelasting van deze palen benaderd.


13

ir. N.H. Rövekamp ir. D. Nakken

BAM Infraconsult BAM Infraconsult

Samenvatting Voor de bouw van het nieuwe aquaduct in de A4 onder de Ringvaart pal naast het bestaande aquaduct zijn een drietal geotechnische risico's geïdentificeerd: schade door trillingen; schade door zakkingen ten gevolge van trillingen en schade ten gevolge van vervormingen. Deze risico's zijn uitgebreid beschouwd en hebben tot een aantal aanpassingen geleid in het ontwerp. Zo zijn de funderingspalen van het hulpplatform op een hoger niveau weggezet en is een stijf stempelraam toegepast Naast deze preventieve maatregelen zijn in de onderliggende studies vanzelfsprekend ook een aantal correctieve maatregelen benoemd (in dit artikel verder niet behandeld). Op basis van de uitgebreide monitoring is gebleken dat de vooraf bepaalde grenswaarden niet zijn overschreden en dat er dus ook geen gebruik Figuur 1 De asymmetrische bouwkuip in de Ringvaart tijdens nat ontgraven.

hoefde te worden gemaakt van deze correctieve maatregelen. De belangrijkste vaststelling is echter dat er

Invloed van de bouw van een nieuw aquaduct in de A4 op het bestaande aquaduct Ringvaart

geen schade is ontstaan aan het bestaande aquaduct en dat het verkeer gedurende de bouwactiviteiten ongehinderd doorgang heeft kunnen vinden.

Daar waar de snelweg A4 de Ringvaart kruist ten Noorden van Roelofarendsveen wordt momenteel hard gewerkt aan de aanleg van een aquaduct ten behoeve van de uitbreiding van de A4. Dit werk maakt onderdeel uit van de totale verbreding van de A4 tussen Burgerveen en Leiden van 2x2 naar 2x3 rijstroken (zie figuur 2). Deze verbreding is opgedeeld in drie delen: Projectdeel Noord - Burgerveen Ringvaartaquaduct; Midden - Ringvaartaquaduct - Dwarswatering (Leiderdorp); Zuid - Dwarswatering - Aansluiting Zoeterwoude-Dorp. Het middelste gedeelte is gelijktijdig gebouwd met de aanleg van de HSL Zuid. Hierin bevindt zich onder andere de verdiepte ligging A4 waarbij de HSL vrijwel op maaiveld over de A4 wordt geleid met behulp van een imposante fly-over. De projectdelen Noord en Zuid zijn eind 2006 door Rijkswaterstaat opgedragen aan de combinatie A4 Burgerveen - Leiden, een consortium bestaande uit BAM Civiel, BAM Wegen, VTN en Van Oord. BAM Infraconsult is binnen de combinatie verantwoordelijk voor het ontwerp.

14


Het meest aansprekende kunstwerk in het Zuidelijke projectdeel is zondermeer de verdiepte ligging onder de Oude Rijn over 1.400 m te Leiderdorp. Helaas zijn de werkzaamheden daar momenteel opgeschort in verband met de vernietiging van het Tracé Besluit. Het Tracé Besluit voor het Noordelijke Projectdeel was reeds onherroepelijk en zijn de bouwactiviteiten volgens planning van start gegaan. Buiten de verbreding van de aardebaan, worden binnen dit deel drie kunstwerken gebouwd cq verbouwd. Het betreft de fly-over van de A44 naar de A4 richting Amsterdam, de kruising met de Lisserweg en de kruising met de Ringvaart met behulp van een aquaduct. De Opdrachtgever heeft er voor gekozen om het bestaande aquaduct voor de A4 te behouden en het verkeer vanuit Amsterdam richting Den Haag daar doorheen te leiden. Voor de tegenovergestelde richting wordt een nieuw aquaduct gebouwd ten Oosten van het bestaande aquaduct (zie figuur 3). Zoals in figuur 4 te zien is ligt het nieuw te bouwen aquaduct dieper en is het ook veel breder dan

het bestaande aquaduct. Dit wordt onder andere veroorzaakt doordat het nieuwe aquaduct gelijk geschikt wordt gemaakt voor vier rijstroken, maar vooral ook door de gewijzigde voorschriften. Zo is het PVR verhoogd van 4,10 naar 4,50 m en zijn er vluchtstroken en vluchtpaden voorzien. Tevens is de straal van de toegepaste voetboog 5.000 m ten opzichte van 2.400 m voor de bestaande situatie. Dit laatste resulteert weer in een veel langere verdiepte ligging van circa 660 m ten opzichte van 374 m.

Bouwmethode De toegepaste bouwmethode voor het aquaduct gedeelte is ogenschijnlijk zeer traditioneel: De damwanden van de bouwkuip worden ingetrild; Stempels worden aangebracht; De waterstand wordt verlaagd om evenwicht te maken met de stijghoogte in het Pleistocene zandpakket; De bouwkuip wordt nat ontgraven tot circa 13,00 m NAP; Gewi-palen worden aangebracht als trekelement (in de gebruiksfase ook als drukelementen);

Onderwaterbeton wordt gestort en de

bouwkuip wordt leeggepompt; Vervolgens wordt de betonconstructie

gebouwd; Grond wordt aangevuld tussen de

damwanden en het aquaduct; Bouwkuip wordt weer vol water gezet,

stempels verwijderd en de damwanden worden afgebrand. Door een aantal factoren is de bouw van het aquaduct echter veel complexer en risicovoller. Zo wordt het nieuwe aquaduct op slechts 10 à 12 m naast het bestaande aquaduct gebouwd. Tevens dient tijdens de uitvoering in de Ringvaart een minimale doorgangsbreedte van 12 m te worden gegarandeerd. Hierbij komt ook nog eens kijken dat de Ringvaart en de A4 elkaar onder een schuine hoek kruisen. Dit resulteert in een asymmetrische bouwkuip zoals te zien is in figuur 1. Ten gevolge van de eis met betrekking tot de gegarandeerde doorgangsbreedte, wordt het gesloten gedeelte gefaseerd gebouwd. In figuur 1 is de 1e fase zichtbaar, waarbij eerst de Noordelijke zijde van de Ringvaart wordt gebouwd. Zodra deze helemaal gereed is wordt de bouwkuip met een zogenoemde brievenbusconstructie overgezet naar het Zuidelijke deel van de Ringvaart. In deze bouwkuip wordt dan vervolgens het resterende gedeelte afgemaakt en verbonden met het reeds gereed zijnde deel.

Risico gestuurd ontwerp

Figuur 2 Overzichtskaart van het Projectgebied verbreding A4 Burgerveen-Leiden.

Figuur 3 Ligging van het nieuw te bouwen aquaduct ten opzichte van het bestaande A4 en HSL aquaduct.

Eén van de top risico’s binnen dit werk, voor zowel de Opdrachtgever als de Combinatie, is de beschikbaarheid van de bestaande A4. Door het ontwerp risico gestuurd in te richten, is dit risico voor het Ringvaart aquaduct verder vertaald naar de volgende onderliggende risico's: 1. Schade door trillingen Hieronder wordt verstaan trillingen veroorzaakt bij de bouw van het nieuwe aquaduct. Activiteiten waarbij trillingen veroorzaakt worden zijn: Installatie van damwanden/combiwanden; Installatie van funderingspalen; Verwijderen van damwanden/combiwanden; Op basis van de te verwachten trillingssnelheden bij deze activiteiten is bepaald of hierdoor schade kan ontstaan aan het bestaande aquaduct. 2. Schade door zakkingen t.g.v. trillingen Ten gevolge van de trillingen veroorzaakt bij het bouwproces kan verdichting van losgepakte

Figuur 4 Doorsnede van het nieuw te bouwen aquaduct en het bestaande aquaduct ten behoeve van de A4.


15

Figuur 5 Gemeten trillingssnelheid tijdens het heien van de hulpdamwand op 4 m afstand van het bestaande aquaduct.

Figuur 6 Het verdichtingsgebied ten gevolge van trillingen weergegeven naast het draagkrachtgebied van de bestaande paalfundatie.

zandlagen plaatsvinden. Onderzocht is of de verdichting van zand bij het installeren van damwanden, combiwanden en buispalen kan leiden tot zakking van de bestaande A4 en het bestaande aquaduct. 3. Schade door semi-statische vervormingen Bij de ontgraving van de bouwkuip van het nieuwe aquaduct treden er vervormingen op. Ten gevolge van deze vervorming, vervormt het bestaande aquaduct ook. Ook deze vervorming kan leiden tot schade aan het bestaande aquaduct. Bovengenoemde risico's zijn vervolgens onderzocht. Hierbij is de grootte van de ‘belasting’ (trillingsniveau, vervormingen, enz.) onderzocht en is de ‘sterkte’ van het bestaande aquaduct zo goed als mogelijk gekwantificeerd. Op deze wijze is onderzocht hoe groot de genoemde risico's daadwerkelijk zijn en waar nodig, zijn er preventieve- en/of correctieve maatregelen bij bedacht.

Schade door trillingen De predictie van de te verwachte trillingen is in opdracht van de Combinatie uitgevoerd door IFCO [1]. Deze trillingspredictie is gebaseerd op empirische gegevens afkomstig uit trillingsmetingen. Op basis van deze analyse zijn voor de verschillende sneden en verschillende activiteiten de volgende te verwachten trillingssnelheden ingeschat. Van een aantal kenmerkende onderdelen zijn in tabel 1 de resultaten weergegeven (waterpeil van de Ringvaart ligt op circa 0,50 m NAP). De toelaatbare trillingen zijn bepaald op basis van de SBR, deel A - Schade aan gebouwen,

16


meet- en beoordelingsrichtlijn [2]. Bij een indicatieve meting is de toelaatbare trillingssnelheid 8,1 à 8,8 mm/s (categorie 1, continue trilling, frequentiedomein 35-40 Hertz). Alleen bij het uittrillen van de buispaal ten behoeve van het remmingswerk komt de verwachte trillingssnelheid in de buurt van de toelaatbare snelheid. Dit betreft echter slechts één enkele buispaal waarvoor eigenlijk een hoger criterium kan worden gehanteerd. Het gros van het werk, de bouwkuip en de hulpdamwand, blijft ruim onder de toelaatbare trillingssnelheid.

bestaande aquaduct. Om een inschatting te maken van de kans op zakking van het bestaande aquaduct ten gevolge van deze trillingen is gebruik gemaakt van een empirisch model. Dit model is toegepast bij een analyse gemaakt door Deltares (destijds Geodelft) ten behoeve van het voorspellen van de maaiveldzakkingen bij het zuidelijk deel van het werk (de verdiepte ligging bij de kruising met de Oude Rijn) [3]. De resultaten van deze analyse zijn vervolgens op schematische wijze toegepast ter plaatse van het aquaduct Ringvaart.

Ondanks dat het risico beperkt lijkt is besloten om, naast een uitgebreid monitoringsprogramma, aan de Oostzijde van de bouwkuip te beginnen. Deze zijde bevindt zich namelijk op de grootste afstand van het bestaande aquaduct. Hierdoor kon bij afnemende afstand van de damwandplanken/buispalen de toename van de trillingintensiteit in de gaten worden gehouden. Uiteindelijk blijkt uit de trillingsmetingen dat, naast de verklaarbare en onverklaarbare individuele uitschieters, de trillingssnelheid altijd beneden de 4 mm/s is gebleven en geen aanvullende maatregelen nodig zijn geweest. Deze trillingen werden gemeten tijdens het aanbrengen van de hulpdamwand, die tussen de werkweg en het bestaande aquaduct is geplaatst op circa 4 m afstand van het bestaande aquaduct (zie figuur 5).

Uit deze studie is af te leiden dat het zakkingsbeeld als gevolg van het intrillen van een damwand te beschrijven is als een zettingstrog onder een hoek van 27,5° beginnend op 0,5 à 1 m uit de teen van de damwand (‘verdichte zone’). De grootte van de zetting op maaiveld hangt af van de grondsoort, de dichtheid van de grond en de trillingsintensiteit, met name het aantal wisselingen.

Zakkingen ten gevolge van trillingen Ten gevolge van de trillingen die gepaard gaan met het trillend installeren van stalen damwanden, combiwanden en buispalen kan verdichting van losgepakte grondlagen voorkomen. Dit leidt tot zettingen in de omgeving. De grondvervorming kan leiden tot vervorming van het

Bij de het aquaduct Ringvaart hebben we voor een groot gedeelte te maken met een op palen gefundeerde constructie. De grootte van de maaiveldzakking is daarom niet zo relevant. Wel relevant is de locatie van de paalpunt van de bestaande constructie ten opzichte van het verdichtingsgebied. Aangezien de funderingspalen het grootste gedeelte van de draagkracht ontlenen aan de puntweerstand van de paal is een reële aanname gedaan, dat geen verzakking van de paalpunt zal optreden indien het verdichtingsgebied het draagkrachtgebied niet doorsnijdt (zie figuur 6). Het verdichtingsgebied ten gevolge van het intrillen van de damwanden blijft op basis van

Invloed bouw nieuw aquaduct in de A4 op bestaande aquaduct Ringvaart

deze analyse ruimschoots buiten het draagkrachtgebied van de palen. Dit was echter niet het geval voor de palen ten behoeve van het hulpplatform (de werkweg tussen de bouwkuip en het bestaande aquaduct, zie figuur 1). Deze hadden oorspronkelijk een paalpuntniveau van -22 m NAP. Met deze diepte valt het draagkrachtgebied (paalpunt) van de buitenste palen van het bestaande aquaduct in het verdichtingsgebied. Hierdoor is de kans op verzakking van het bestaande aquaduct te groot. Daarom is gekozen om de buispalen te plaatsen tot een diepte van -15,0 m NAP. Om voldoende draagkracht te creëren zijn de palen uitgeboord tot een diepte van -14,0 m NAP. Vervolgens is een betonprop aangebracht. Door deze werkwijze wordt de draagkracht van de palen van het bestaande aquaduct niet nadelig beïnvloed en hebben de palen van het hulpplatform voldoende draagkracht.

Figuur 7 Plaxis model met rechts het bestaande aquaduct en links het aquaduct in aanbouw.

Schade door semi-statische vervormingen Het derde risico betreft de vervormingen ten gevolge van het ontgraven van de bouwkuip. Door de vervorming van de damwand zal de grond achter de damwand ook vervormen. Hierdoor zal ook het bestaande aquaduct kunnen verplaatsen. Het betreft hier overigens niet alleen de vervorming van een enkele damwand; ten gevolge van de asymmetrische doorsnijding van de Ringvaart, wordt de gehele bouwkuip asymmetrisch belast. Daar waar de bouwkuip de dijk doorsnijdt wordt de bouwkuip aan één zijde (de zijde van het bestaande aquaduct) door grond belast, terwijl aan de andere zijde alleen maar water staat. Ter plaatse van deze doorsnede wil de gehele bouwkuip dus verplaatsen. In eerste instantie is met behulp van een interactieve berekening in MSheet de bouwkuip gedimensioneerd. Vervolgens is met behulp van een Plaxis-berekeningen de vervorming van het bestaande aquaduct berekend. Indien wordt gerekend met een bovenbelasting

Figuur 8 Plaxis model met rechts het bestaande aquaduct en links het aquaduct in aanbouw.

Onderdeel

Inbrengdiepte [m t.o.v. NAP]

Afstand tot het bestaande aquaduct [m]

Verwachte trillingssnelheid [mm/s] Intrillen Uittrillen

Bouwkuip - AZ48

-20,0

ca. 12,4

3,0

3,8

Open stalen buispalen Ø600 Hulpplatform (tussen oude en nieuwe aquaduct)

-15,0

4

7

-

Open stalen buispalen Ø600 remmingwerk

-16,0

4

7

8,8

Hulpdamwand/veiligheidsscherm AZ13

-13,0

4

4,6

5,8

Figuur1 1Verwachte Xxxxxxxxxxx Tabel trillingssnelheid bij het bestaande aquaduct.


17

Figuur 9 Vergelijking berekende vervormingen Plaxis versus Msheet.

Figuur 10 Berekende vervorming vergeleken met de gemeten vervormingen na het droogzetten van de bouwkuip.

naast de bouwkuip, is de maximaal berekende vervorming van de bouwkuip circa 255 mm. Zoals in figuur 8 echter goed is te zien nemen de vervormingen richting het bestaande aquaduct snel af. De maximaal toelaatbaar geachte vervorming van het bestaande aquaduct is bepaald op basis van een berekening van de capaciteit van de palen onder het bestaande aquaduct en een inschatting van de vervormingscapaciteit van de bestaande voegconstructies. Deze maximaal toelaatbaar horizontale vervorming bedraagt circa 10 mm. Uit de berekeningen volgt een maximale vervorming van de vloer van het bestaande aquaduct van 5 mm. Dit is minder dan de maximaal toelaatbaar vervorming van 10 mm. Hoewel de berekende vervormingen vermoedelijk opneembaar zijn door het bestaande aquaduct, is 255 mm vervorming relatief veel. Derhalve is gekeken of deze vervormingen kunnen worden gereduceerd door een rotatiestijf stempelraam te ontwerpen. Tegelijk dient er tussen de stempels nog wel voldoende ruimte over te blijven om te kunnen ontgraven en voor het aanbrengen van de gewi-ankers. Dit heeft geresulteerd in het stempelraam zoals is te zien in figuur 1, hierbij is een zeer stijve gording toegepast, bestaande uit 3xHEB800 profielen. Tevens wordt een gedeelte van de uitwendige rotatiebelasting afgevoerd naar de aansluitende bouwkuip. Men dient zich ook te realiseren dat de berekende vervormingen een absolute bovengrens zijn, de bouwkuip wordt namelijk niet over de volledige lengte asymmetrisch belast en is in werkelijkheid niet een volledige bovenbelasting permanent aanwezig. Ondanks deze relatievering en het stijve stempelraam is in het verdere ontwerp (onder andere gelet op toleranties en plaatsing gewi's) wel rekening gehouden met deze grote vervormingen. Een vergelijking van de resultaten leert dat de resultaten redelijk goed overeen komen. Over het algemeen is de vervorming berekend met Plaxis groter dan de vervorming berekend met MSheet. De momenten berekend met Plaxis zijn over het algemeen kleiner dan de momenten berekend met MSheet. De invloed op het bestaande aquaduct is bepaald op basis van de grote vervormingen zoals gevonden met Plaxis. Het type damwandplank is bepaald op basis van de momenten gevonden bij MSheet berekeningen. Natuurlijk zijn de vervormingen in de beschouwde doorsnede ook gemeten. Hiertoe zijn een aantal inclinometerbuizen aangebracht verspreid over de bouwkuip. Op de positie van de meest asymmetrische doorsnede is een vergelijking gemaakt tussen de berekende en de gemeten vervorming.

18


Invloed bouw nieuw aquaduct in de A4 op bestaande aquaduct Ringvaart

Figuur 11 Vervorming van de bouwkuip na ontgraven en droogzetten.

Indien deze worden vergeleken met de berekende vervormingen, wordt direct duidelijk dat de berekening met bovenbelasting te grote vervormingen geeft. In figuur 10 is dan ook de gemeten vervorming vergeleken met de berekende vervorming zonder bovenbelasting. Zelfs dan nog geven de berekeningen met MSheet en Plaxis een overschatting van de vervorming. Dit zit hem voornamelijk in de vervorming van het stempelraam (translatie). Door 3D werking van het stempelraam is de translatie van het stempelraam kleiner dan volgens de berekeningen. Dit stemt op zich goed overeen met de verwachting. Ten gevolge van de rotatie van de bouwkuip,

treden de maximale vervormingen overigens niet op ter plaatse van de beschouwde doorsnede, maar meer richting het midden van de Ringvaart. De maximaal gemeten verplaatsing is circa 140 mm. Op zich valt dit nog binnen de geprognotiseerde waarden, maar is wel duidelijk buiten waarneembaar (zie figuur 11). Er zijn ook metingen gedaan aan de vervormingen van het bestaande aquaduct. Hoewel bijna alle metingen binnen de geprognotiseerde 5 mm vielen, is hier geen duidelijke trend waarneembaar. Het is zelfs aannemelijk dat de gemeten vervormingen bijna volledig zijn veroorzaakt door de jaarlijkse temperatuurvariatie.

De belangrijkste constatering is echter dat ten gevolge van het ontgraven van de bouwkuipen geen schade is ontstaan aan het bestaande aquaduct. [1] Prognose trillingen Ringvaartaquaduct Haarlemmermeer, IFCO, kenmerk B07VM032.TM.3822.doc, 30 maart 2007. [2] Meten en beoordelen van trillingen: Schade aan gebouwen (deel A), SBR, 19 september 2003. [3] A4, verdiepte ligging Oude Rijn, Predictie maaiveldzakking bij plaatsen damwand en combiwand, Geodelft, P. Meijers, mei 2007.


19

ir. A.C.A.M. Keusters

Breijn / Heijmans

Samenvatting Als onderdeel van de aanleg van de nieuwe N201 nabij Aalsmeer, wordt een tunnel gebouwd onder de Ringvaart van de Haarlemmermeerpolder. Bij dit project is voor het eerst in Nederland op grote schaal gewapend onderwaterbeton toegepast dat zowel in de tijdelijke als in de definitieve fase een waterdichte en constructieve functie heeft. Nauwe afstemming tussen ontwerp en uitvoering, goede risicobeheersing en een gedegen voorbereiding hebben er toe geleid, dat er een waterdichte en kwalitatief hoogwaardige vloer is gerealiseerd.

Figuur 1 Vliegverkeer boven de bouwkuip.

Gewapend onderwaterbeton: een waterdichte oplossing Het project N201 en de tunnel onder de Ringvaart De N201 vervult voor de regio Aalsmeer een belangrijke functie. Deze provinciale weg verzorgt de aansluiting met de A4 en de A9. Daarnaast is de weg van groot economisch belang voor de Bloemenveiling Aalsmeer en het nabij gelegen Schiphol. De huidige N201 is verouderd en leidt tot veel filevorming. De nieuwe en verlegde N201 zal de dorpskernen Aalsmeer en Uithoorn moeten ontlasten en zal tevens de nieuw aan te leggen industrieterreinen moeten ontsluiten. De nieuwe N201 kruist de Ringvaart. Ten behoeve van deze kruising wordt een tunnel aangelegd, zie figuur 2. Aansluitend op de kruising met de ringvaart dient de tunnel tevens het gebied de Bovenlanden te kruisen. Dit is een veengebied met een fijnmazig net van watergangen, waaraan

20


belangrijke natuurwaarden worden toegekend. Het gevolg hiervan is, dat dit gebied met een gesloten tunnel gekruist moet worden. De tunnel dient vervolgens een aantal lokale wegen te kruisen. Al met al heeft de tunnel een lengte van ca. 1,4 km. De diepe delen van de tunnel zijn uitgevoerd

Figuur 2 Lengteprofiel tunnel

met gewapend onderwaterbeton. In totaal is over een lengte van ca. 500 m. gewapend onderwaterbeton toegepast. Voor de overige delen geldt dat het alignement dusdanig is verhoogd, dat de tunnel hier als definitieve polderconstructie uitgevoerd kon worden. De tunnel bevindt zich in de directe nabijheid van de Aalsmeerbaan van Schiphol. Het vliegverkeer heeft een grote invloed gehad op de uitvoering en het ontwerp van de tunnel.

Het bodemprofiel Het bodemprofiel is tamelijk homogeen en kan als kenmerkend voor deze regio worden omschreven. Over het lengteprofiel van de tunnel wordt vanaf maaiveld eerst 3 à 4 m. veen aangetroffen. Vervolgens afwisselend een kleilaag (met sporen zand en veen), een zandlaag en opnieuw een kleilaag. Op ca. -11,0 m. NAP bevindt zich een dunne afsluitende veenlaag. Daaronder wordt het pleistocene zand aangetroffen. Van belang is het feit dat het peil in de ringvaart en het naastgelegen gebied de Bovenlanden

zich bevindt op ca. -0.5 m. NAP. Het polderpeil van de naastgelegen polders (de Haarlemmermeerpolder en de Oosteinderpoelpolder) bevindt zich aanzienlijk lager, namelijk op ca. -5,0 m. NAP. De stijghoogte in het pleistocene zand is met -4,5 m. NAP iets hoger dan de polderpeilen.

Waarom gewapend onderwaterbeton? Een belangrijk voordeel van de toepassing van gewapend onderwaterbeton als definitieve constructie is de combinatie van de tijdelijke en de definitieve vloer, waardoor één betonvloer bespaard wordt. Afgeleide voordelen hiervan zijn dat minder diep ontgraven hoeft te worden en dat de opwaartse belasting op de onderwaterbeton vloer minder groot is. Toch wordt in de praktijk meestal niet gekozen voor deze oplossing. De belangrijkste reden hiervoor is het risico ten aanzien van waterdichtheid van de vloer in de definitieve fase. Bij het project N201 is echter sprake van enkele specifieke randvoorwaarden die de toepassing van gewapend onderwaterbeton aantrekkelijk maken. Als gevolg van de lage polderpeilen is bij de tunnel sprake van relatief lage opwaartse belastingen. Daardoor is in de definitieve situatie sprake van een neerwaarts gerichte resultante en in de tijdelijke situatie van een relatief lage opwaarts gerichte resultante. Bij toepassing van traditioneel ongewapend onderwaterbeton zou dit er toe leiden dat de palen slecht uitgenut worden, omdat de paalafstanden klein moeten zijn. Bij toepassing van gewapend onderwaterbeton kunnen grote paalafstanden gerealiseerd worden en kunnen de palen wel uitgenut worden, hetgeen tot een economisch ontwerp leidt. Zo is een ontwerp tot stand gekomen waarbij er twee palenrijen zijn toegepast en waarbij daarnaast de damwanden verticaal dragend zijn. In de dwarsdoorsnede ontstaan zo 3 velden van ca. 7 m. zie figuur 3. De posities van de palen is daarbij dusdanig gekozen dat in de definitieve situatie de momentennulpunten van de vloer zich boven de palen bevinden. Aangezien in de tijdelijke situatie zich de trek aan de bovenzijde van de vloer bevindt, leidt dit er toe dat ter plaatse van de palen uitsluitend praktische wapening in het ondernet van de vloer toegepast hoeft te worden. Dit heeft uiteraard grote voordelen in de uitvoering, met name bij het onder water plaatsen van de wapeningskorven. De dwarsdoorsnede toont dat de damwanden

Figuur 3 Dwarsprofiel tunnel.

achter blijven en zowel in de tijdelijke als in de definitieve situatie een dragende functie hebben. De nabijheid van Schiphol heeft hierin een doorslaggevende rol gespeeld. Het vliegverkeer vanaf en naar de Aalsmeerbaan heeft tot belangrijke restricties geleid ten aanzien van obstakels die zich in het bereik van de Aalsmeerbaan bevinden. Ondanks goed en intensief overleg met Schiphol leidt dit tot een zeer beperkt aantal effectief werkbare uren per dag, waardoor het inbrengen van de damwanden een tijdrovende activiteit is geweest, zie figuur 1. Het verwijderen van de damwanden was om die reden geen optie. Daarnaast was het ter plaatse van de dijkdoorsnijdingen met de waterkeringen bij de ringvaart sowieso al noodzakelijk de damwanden te handhaven. Mede door de toepassing van gewapend onderwaterbeton kon met het gebruik van de damwand een economische oplossing bereikt worden. Immers, teneinde de damwanden verticaal dragend te maken hoefden deze maar in beperkte mate langer te worden.

Uitvoering en detaillering De uitvoering van gewapend onderwaterbeton komt op hoofdlijnen overeen met de uitvoering van traditioneel ongewapend onderwaterbeton. Het feit dat de damwand en het onderwaterbeton zowel in de tijdelijke als de definitieve situatie een functie hebben, leidt tot specifieke detaillering die extra aandacht behoeft. In het bijzonder de aansluiting tussen de damwand en de onderwaterbeton vloer is van belang. Zowel in de tijdelijke als in de definitieve situatie dient deze aansluiting waterdicht te zijn en dient er

belasting overgedragen te worden. Er is voor gekozen om separaat een tijdelijke en een definitieve verbinding te maken. De tijdelijke verbinding wordt verkregen middels ribbels die op de damwand zijn gelast, voordat de damwand wordt ingebracht, zie figuur 4. De ribbels worden op de lange zijde van de damwandplank aangebracht. Door de gronddruk achter de damwand worden de ribbels in de inkassing van de damwand goed opgesloten en kunnen ze goed functioneren. Tevens minimaliseren ze de kans op grindnesten bij het storten van het beton. De definitieve verbinding tussen damwand en onderwaterbeton vloer wordt vervolgens in den droge gerealiseerd, middels een betonnen opstort. Op deze wijze kan een optimale aansluiting worden gegarandeerd en is het risico op een watervoerende verbinding geminimaliseerd. De grootste afwijking van de toepassing van gewapend onderwaterbeton, is uiteraard het feit dat onderwater wapening geplaatst dient te worden alvorens beton kan worden gestort. Daartoe wordt in eerste instantie een oplegconstructie voor de wapeningskorven geplaatst. Deze oplegconstructie bestaat uit een frame van UNP-liggers dat onder water exact op hoogte wordt gesteld. Daartoe worden opleggingen gebruikt op de damwand en op de vooraf gemaakte palen. De wapeningskorven kunnen vervolgens op de oplegconstructie worden geplaatst. Het ontwerp van de wapeningskorven wordt door veel factoren bepaald. Om te beginnen bepaalt de krachtswerking en de eisen aan beperking van scheurvorming uiteraard de hoeveelheid toe


21

Figuur 4 Ribbels op damwand.

te passen wapening, alsmede de toe te passen staafdiameters en de staafafstanden. Het onder water storten van beton vraagt daarbij om maximale staafafstanden. Tevens dient bij de detaillering concentratie van wapening te worden voorkomen, bijvoorbeeld bij de aansluiting met de palen. Het wapeningsnet wordt geprefabriceerd en opgebouwd uit een groot aantal wapeningskorven. Deze korven dienen bij het plaatsen als een puzzel in elkaar te passen, waarbij de eisen aan de laslengtes voor de wapening geborgd dienen te worden. Ook de afstand tussen de stempels speelt een belangrijke rol bij het ontwerp van de wapeningskorven, zie figuur 5. Het is van belang dat het proces van het plaatsen van de wapening goed wordt voorbereid; elke unieke korf dient op het juiste moment aangevoerd te worden en op de juiste positie te worden geplaatst.

Conclusie De toepassing van gewapend onderwaterbeton bij het project N201 heeft aangetoond dat het goed mogelijk is om op grote schaal een kwalitatief goede en waterdichte vloer te realiseren. De ontwerper en de uitvoerder hebben bij de realisatie van een gewapend onderwaterbeton vloer diverse tegengestelde belangen. Er kan bijvoorbeeld gedacht worden aan de wens tot grote staafafstanden vanuit uitvoeringsoogpunt tegenover de wens tot kleine staafafstanden vanuit de optiek van de ontwerper (beperking scheurvorming). Derhalve kan deze oplossing gekenmerkt worden als een product van een goed design & construct proces. Daarnaast is een goed beheer van de risico's en een gedegen werkvoorbereiding van groot belang voor een goede en waterdichte vloer.

22


Figuur 5 Plaatsen wapening.

Betrokken partijen N201 Opdrachtgever: Provincie Noord-Holland Aannemer: Combinatie Heijmans-Boskalis Ontwerpende partijen: Witteveen en Bos, Breijn en Grontmij.

ir. M.C.W. Kimenai ir. J. Galjaard MBA

senior adviseur geotechniek (ABT) raadgevend ingenieur (ABT)

Samenvatting

Nieuwbouw bestuurscentrum Rabobank Utrecht krijgt uitgebalanceerde fundering (Eerste paal-plaat fundering in Nederland)

In Utrecht wordt aan de Croeselaan op dit moment gebouwd aan de nieuwbouw van het bestuurscentrum van de Rabobank. Het plan omvat onder andere een kantoortoren van 105 meter hoogte, een ontmoetingsplein (Plaza), dat het nieuwe gebouw met het bestaande gebouw verbindt, en een diepe ondergrondse parkeergarage voor ca. 700 auto’s (zie figuur 1). In totaal wordt ca 56.000 m2 aan nieuwbouw gerealiseerd.

Figuur 2 Situatietekening.Groen kader: locatie kantoortoren, rood kader: locatie parkeergarage.

24


In Utrecht wordt op dit moment gebouwd aan de nieuwbouw van het bestuurscentrum van de Rabobank. Het plan omvat onder andere een kantoortoren van 105 meter hoogte en een diepe ondergrondse parkeergarage. De hoogbouw zou op staal gefundeerd kunnen worden, maar de bijbehorende zettingen waren echter niet acceptabel, en een fundering op palen was sterktetechnisch niet nodig. Zodoende is gekozen voor een oplossing die de voordelen van beide systemen combineert: een paal-plaatfundering. De diepe parkeergarage zit volledig ingeklemd tussen bestaande bebouwing. De mate waarin die bestaande bebouwing beïnvloed wordt, is met name afhankelijk van de gekozen grondkering; een diepwand.

Figuur 1 Artist impression bestuurscentrum Rabobank.

beton. De zettingen van een fundering op staal waren echter niet acceptabel, en een fundering op palen was sterktetechnisch niet nodig. Zodoende is gekozen voor een oplossing die de voordelen van beide systemen combineert: een paal-plaat fundering. Het ontwerp is gemaakt door architectenbureau KraaijvangeroUrbis. Het constructief ontwerp en het geotechnisch ontwerp wordt door ABT verzorgd. Het project wordt gebouwd door de Bouwcombinatie Heijmans J.P. van Eesteren. Het complex zal medio 2010 worden opgeleverd. Gedurende de ontwikkeling van het plan is veel aandacht besteed aan het ontwerp van de fundering van de hoogbouw en aan de naastgelegen diepe parkeergarage. In de eerste ontwerpschetsen was er sprake van een tweelaagse ondergrondse garage onder het gehele oppervlak. Gedurende het Voorlopig Ontwerp zijn echter een aantal varianten nader onderzocht. Hierbij is gekozen voor de oplossing, waarbij een diepere rechthoekige parkeergarage tussen de nieuw te bouwen toren en de bestaande gebouwen wordt gemaakt (zie figuur 2). Dit levert een veel efficiëntere parkeergarage op. Bovendien kon hiermee een aanzienlijke besparing in bouwtijd worden bereikt doordat nu de bouw van de ondergrondse garage parallel aan de bouw van de hoogbouw kon plaatsvinden. Als gevolg hiervan kwam ook de mogelijkheid in beeld om de toren op staal te funderen zonder een diepe bouwput te maken met onderwater-

In dit artikel wordt een nadere toelichting gegeven op de paal-plaatfundering en op de geotechnische aspecten van ontwerp en uitvoering van een vierlaagse ondergrondse garage strak tussen bestaande gebouwen in.

Paal-plaatfundering Een paal-plaatfundering bestaat uit 3 onderdelen; de plaat, de grond onder de plaat die de bedding vormt en de palen. De toren van het bestuurscentrum, bestaat feitelijk uit twee losse torens, met doorlopende verdiepingsvloeren tussen beide gebouwen en één gezamenlijke gevel. Elke toren van het bestuurscentrum heeft een eigen los staande fundering gekregen. Er zijn dus twee platen ontworpen, allebei 2,5 m dik. Ten behoeve van de ontsluiting van de twin-liften die in het bestuurscentrum gebruikt gaan worden, is ter plaatse van de liftschachten, een gedeelte van de plaat verdiept uitgevoerd. Voor de verdiepte gedeelten van de plaat zijn aparte bouwkuipen gemaakt met verloren damwanden rondom en onderwaterbeton als onderafsluiting. De grond komt overeen met het Utrechts profiel; onder de toplaag een laag klei van circa 2,0 m

dik, met daaronder vastgepakt tot zeer vastgepakt zand, waarbij de conusweerstand kan oplopen tot 30 MPa. Op grotere diepte wordt het zand doorsneden door dunne laagjes klei. De grondwaterstand bevindt zich gemiddeld op NAP + 0,5 m. Voor de palen is gekozen voor het type Tubex-groutinjectie. Met behulp van een oplanger zijn de buizen verdiept weggezet, zodat na ontgraven de paalkop meteen op de juiste diepte staat. Door het achterblijven van de stalen buis ontstaat een zeer robuust systeem, wat met name belangrijk is voor de rechter toren, daar die naast de diepe parkeergarage gelegen is. Er is voor gekozen om onder het bestuurscentrum maar de helft van het aantal palen toe te passen ten opzichte van het aantal van een traditionele paalfundering. Dat wil niet zeggen dat de belastingafdracht via de palen enerzijds en de fundering op staal anderzijds 50/50 is. Die verdeling hangt namelijk af van de onderlinge stijfheidsverhoudingen. Echter, de stijfheid van bijvoorbeeld een paal is niet bekend. Het last-zakkingsgedrag van een paal is in NEN 6743 gekoppeld aan het draagvermogen van de paal. Van het draagvermogen van een paal is de ondergrens eenvoudig te bepalen, zijnde de rekenwaarde van het paaldraagvermogen. Er is echter ook een gemiddeld draagvermogen, en daarmee ook een gemiddelde stijfheid. Sommige palen hebben een nog hoger draagvermogen (bovengrens) en gedragen zich daarmee nog stijver (figuur 3). Voor de stijfheid van de bedding geldt hetzelfde; de ondergrond kan slap reageren volgens de ondergrens, maar ook stijf volgens de bovengrens. Strikt genomen is de stijfheid van de plaat zelf ook niet exact bekend. Maar omdat de spreiding op de stijfheid van de plaat aanzienlijk kleiner is ten opzichte van de spreiding in de ondergrond, is in het ontwerp van de 2 paalplaatfunderingen met maar één stijfheid voor de plaat gerekend. Door verschillende combinaties van paalstijfheid en stijfheid van de bedding te analyseren, worden die mogelijke omstandigheden ondervangen die voor een bepaald aspect maatgevend kunnen zijn. Zo is voor de grootst mogelijke gronddruk de combinatie van een bedding die stijf zal reageren, met palen die juist slap zijn overeenkomstig de ondergrens, maatgevend. Met rekenwaarde voor de belasting is onder de kern een gronddruk berekend van 270 kPa. De toelaatbare gronddruk is, mede gezien de aanlegdiepte en de afmetingen van de plaat, ruim 1600 kPa. De maximale paalreacties treden op in de combinatie van een slappe bedding en een stijf last-

zakkingsgedrag van de palen. Onder de kern staat de paal met de grootste paalreactie: 5195 kN (bij rekenwaarde van de belasting). Hoewel deze maximale paalreactie aanzienlijk groter is dan de rekenwaarde van het paaldraagvermogen (Fr;d= 3170 kN) voldoet de fundering toch aan alle eisen. De grootste paalreactie is namelijk bepaald voor het geval de paal een draagvermogen heeft overeenkomstig de bovengrens. Mocht de paal slapper zijn, bijvoorbeeld overeenkomstig de ondergrens, dan zal de bijbehorende paalreactie ook kleiner zijn en dient de omringende bedding meer bij te dragen aan het geheel. De consequentie is wel dat de paalwapening volgens de bovengrens van het paaldraagvermogen bepaald dient te worden en niet zoals gebruikelijk volgens de ondergrens. Hoewel de maximale zakking op zal treden in het geval dat zowel de bedding als de palen volgens de ondergrens reageren, is het interessanter om te zien hoe een toren daadwerkelijk zal gaan zakken. Met gemiddelde stijfheid voor zowel de bedding als voor de palen, dient de kern onder de representatieve belasting 20 mm te zakken om de fundering te mobiliseren (zie figuur 4). De zettingen vanuit de diepere grondlagen dienen hier nog bij opgeteld te worden. De totale zakking is voor beide torens op 7 cm bepaald. Uit de gemaakt analyses volgt dat de palen nog altijd het merendeel van de belasting zullen dragen, zie figuur 5. Afhankelijk van de stijfheidverhoudingen dragen de palen 62% tot 98 % van de belasting. Hoewel onder de torens van de Rabobank nog maar de helft van het aantal palen is toegepast, is slechts een eerste voorzichtige stap gezet naar een heuse paal-plaatfundering in Nederland. Er is nog genoeg ruimte over om voor een volgend ontwerp nog scherper te gaan zitten, zodat naar een paalaandeel van 40% tot 60 % kan worden gegaan.

neerd te worden. Een rechtstreeks gevolg hiervan is, dat daar de noodzaak is dat tijdens de vorderingen van de toren de vloeren van de garage gelijktijdig mee ingebouwd worden. Met name de aanwezigheid van de onderwaterbeton vloer is een absolute noodzaak om grotere belastingen vanuit de toren toe te laten. Maar ook de aanleg van de parkeergarage heeft invloed op het ontwerp van de kantoortoren. Zo heeft het ontgraven en storten van de diepwand panelen de vastheid van de zandlagen beïnvloed. Figuur 7 laat zowel een sondering voor het ontgraven van de diepwand panelen zien (maar na het bouwrijp maken van het terrein), als een sondering na het gereed komen van de diepwand. De controle sondering is op 2,5 m uit de diepwand gemaakt. Uit de vergelijking tussen beide sonderingen blijkt dat met name tussen NAP -2,0 m en NAP -7,0 m de conusweerstand is afgenomen. Deze afname is vertaald in een slappere bedding onder een gedeelte van de plaat van de rechter toren. Overigens is de diepwand tot NAP -19,0 m gemaakt.

Figuur 3 Spreiding paalstijfheid.

Wisselwerking toren/diepe parkeergarage. Kijkend naar de samengestelde doorsnede van figuur 6, dan is meteen duidelijk dat het ontwerp van met name de rechter toren en het ontwerp van de diepe parkeergarage niet los van elkaar gezien kunnen worden. Er is een bepaalde wisselwerking tussen die twee wat van invloed is op zowel het ontwerp als op de uitvoering. Als eerste is daar de extra bovenbelasting vanuit de plaatdrukken op de wand van de garage. Deze extra drukken hebben een grotere normaal kracht in de vloeren van de garage tot gevolg. Ook de middenwand dient, gezien het splitlevelontwerp van de garage, extra zwaar gedimensio-

Figuur 4 Berekende zettingen om fundering te mobiliseren.


25

Figuur 5 Aandeel palen in afdracht belasting.

Figuur 6 Samengestelde doorsneden over toren en garage.

Tijdens het ontgraven van de bouwput van de parkeergarage, zal de diepwand gaan uitbuigen. Deze uitbuiging heeft als gevolg dat er zettingen zullen optreden, maar ook dat de korrelspanningen direct achter de diepwand zullen afnemen. De zettingen dienen opnieuw in een slappere bedding vertaald te worden. De lagere korrelspanningen leiden tot een lager paaldraagvermogen en dus ook tot een lagere paalstijfheid. Dit is gecompenseerd door de palen direct achter de diepwand dieper door te zetten tot NAP -20,0 m (daar waar de overige palen hun paalpuntniveau op NAP -15,0 m hebben).

Diepe parkeergarage De diepe parkeergarage is niet alleen direct naast het toekomstige bestuurscentrum geprojecteerd, het ligt ingeklemd tussen bestaande kantoorpanden van de Rabobank. Aan de ene zijde het bestaande hoofdkantoor van Rabobank Nederland en aan de andere zijde nog eens twee gebouwen die tijdens de uitvoering volledig in bedrijf moeten blijven (figuur 2). De belangrijkste vraag bij het ontwerpen van de bouwput was dan ook: ‘Hoe worden de bestaande belendingen beïnvloed en is deze beïnvloeding nog wel acceptabel?’ De belendende panden worden vooral beïnvloed door het ontgraven en storten van de diepwandpanelen en door het ontgraven van de bouwkuip zelf. Gezien de benodigde binnenruimte in de parkeergarage en de dikte van de diepwanden resulteerde nog slecht 75 cm tussenruimte tussen de buitenzijde van de diepwand en de eerste rij funderingpalen onder het

26


Figuur 7 Sonderingen voor (groen) en na (rood) installeren diepwand.

meeste nabij gelegen kantoorpand. Figuur 8 laat zien hoe dat er in de praktijk eruit ziet. De gevolgen van het ontgraven van de diepwand panelen op de funderingspalen van de naast gelegen kantoorpanden zijn berekend met Plaxis 3D foundation. Voor elk belendend pand is een 3D model gemaakt, waarmee naast de uiteindelijke zetting van nabij gelegen funderingspalen, ook de noodzaak/ effectiviteit van een grondinjectie onder

Figuur 8 Installeren diepwand vlak voor bestaand kantoorpand. Foto: Marco Kimenai

de paalpunten is bepaald. Voor het meest nabij gelegen gebouw bleek een grondinjectie absoluut noodzakelijk om te voorkomen dat de fundering onderuit zou gaan op het moment van ontgraven van een paneel. Daar de andere belendingen verderaf gelegen zijn (3,2 m of meer) bleek het effect van een eventuele puntinjectie minimaal te zijn (zie ook figuur 9) en puntinjecties zijn daarom ook niet toegepast.

Nieuwbouw Rabobank Utrecht krijgt uitgebalanceerde fundering

Figuur 9 3D-model voor het berekenen van gevolgen aanleg diepwandpaneel.

Figuur 10 Berekende en gemeten zettingen bestaand kantoorpand.

Bij het ontgraven van de bouwkuip spelen twee tegen gestelde mechanismen een rol: door het wegvallen van horizontale steundruk zal de diepwand uitbuigen met zettingen in het massief erachter als gevolg. Bij het leegpompen van de bouwput zal door de opwaartse waterdruk tegen de onderwaterbeton vloer de gehele bouwput omhoog willen komen en een deel van het grondmassief eromheen mee willen nemen. De ontspanning van de ondergrond als gevolg van de ontlasting zal dit effect nog eens versterken. Beide mechanismen zijn in één model met behulp van Plaxis 2D doorgerekend. Worden de resultaten van zowel de betreffende 3D-berekening en de 2D-berekening samengevoegd, dan kan per belendend gebouw een zettingsgrafiek samengesteld worden. Figuur 10 geeft de zettingsgrafiek weer voor het meest nabij gelegen gebouw. De getrokken lijn is het resultaat van de berekeningen. De overige lijnen betreffen de uitgemiddelde meetresultaten van 5 verschillende hoogteboutjes in het betreffende kantoor. Tijdens het maken van de diepwandpanelen is het gebouw inderdaad gaan zakken, zij het iets minder dan berekend. Na een herstel tijdens het in den droge ontgraven tot aan het verdiept stempelraam is het gebouw min of meer stabiel gebleven, ook tijdens het ontgraven in den natte. Tijdens het leegpompen van de bouwput is het belendend pand omhoog gekomen terwijl juist een verdere zetting berekend was. Om dit te verklaren wordt gekeken naar het gedrag van de diepwand zelf. Figuur 11 geeft zowel de berekende (getrokken lijnen) als de gemeten (stippellijnen) vervorming van de diepwand

Figuur 11 Berekende en gemeten doorbuiging diepwand.

weer voor drie verschillende bouwfase: 1. Droog ontgraven tot het verdiepte stempelraam; 2. Ontgraven in den natte tot onderkant onderwaterbeton en 3. Droogpompen van de bouwput. Uit de vergelijking volgt dat de diepwand in werkelijkheid veel stijver gereageerd heeft, waardoor de uitbuiging kleiner is gebleven. Het met de bouwput mee omhoog komen heeft daardoor de overhand gekregen.

Figuur 12 Kantoortoren en parkeergarage in aanbouw, september 2008. Foto: Hans Rogge

Figuur 12 geeft de stand van het werk weer van medio september 2008. De kern van de rechter toren is gevorderd tot de 5e verdieping (van de 22), terwijl de 3e verdiepingsvloer wordt gelegd. De bouwput is inmiddels drooggepompt en men is begonnen met de voorbereidende werkzaamheden voor de constructieve keldervloer.


27

ing. A. Feddema

Deltares

Samenvatting

CUR-commissie H408 ‘Door grond horizontaal belaste palen’ – de tussenstand Achtergrond CUR-commissie Ophogingen bij aanleg van wegen en dijken resulteren bij slappe ondergrond niet alleen in grote zettingen in de tijd maar ook in grote horizontale vervormingen. Er is tot heden nog relatief weinig kennis van de horizontale vervormingen die gepaard gaan met de primaire en seculaire zettingen waardoor er veelal noodgedwongen een conservatieve benadering gekozen dient te worden bij het ontwerpen van op palen gefundeerde constructies. Daar waar dit conservatisme achterwege blijft, kan dit leiden tot schade aan de constructie. Dit kan variëren van het ontoelaatbaar deformeren van de palen tot bijvoorbeeld het dichtdrukken van de voegen. Doordat er veelal geen ruchtbaarheid aan wordt gegeven, kan de indruk ontstaan dat het aantal schadegevallen beperkt is. Daarnaast bestaat op dit moment een wirwar van methoden om door grond horizontaal belaste palen door te rekenen. Dit leidt er toe dat bij ieder project waar deze problematiek speelt opnieuw de discussie tussen opdrachtgever,

ontwerper en aannemer oplaait over de te hanteren methode. In 2003 is een aantal Delft Cluster projecten gestart met als doel om de voorspelbaarheid van gronddeformaties te verbeteren, waaronder het deelproject Door grond horizontaal belaste palen. Om de aansluiting met de praktijk te optimaliseren is eind 2005 dit deelproject ondergebracht in de CUR-commissie H408 Door grond horizontaal belaste palen waarin aannemers, ingenieursbureaus, opdrachtgevers en onderzoeksinstellingen hun krachten hebben gebundeld om dit onderwerp verder te onderzoeken.

Aanvang werkzaamheden Als eerste stap in het onderzoek is een literatuurstudie [1] uitgevoerd om de huidige stand van de (internationale) ontwerppraktijk te bepalen en om de kennisleemten te identificeren. Daarnaast is gezocht naar goed gedocumenteerde velden centrifugeproeven om de geschiktheid van bestaande rekenmethoden te toetsen. Uit deze literatuurstudie kwam onder andere

Figuur 1a Overzicht berekeningsmethoden grond en paal gesplitst.

28


Ophogingen bij aanleg van wegen en dijken resulteren bij slappe ondergrond niet alleen in grote zettingen in de tijd maar ook in grote horizontale vervormingen. In 2003 is een Delft Cluster project gestart met als doel om de voorspelbaarheid van horizontale gronddeformaties en het effect hiervan op paalfunderingen te verbeteren. Om de aansluiting met de praktijk te optimaliseren is dit project ondergebracht in de CUR-commissie H408 ‘Door Grond Horizontaal Belaste Palen’. In dit artikel wordt de aanpak en de verschillende onderwerpen van het project beschreven en een overzicht gegeven van de huidige stand van het onderzoek. Ondanks dat er nog enig werk verzet moet worden streeft de CURcommissie er naar om begin 2009 een ontwerprichtlijn voor door grond horizontaal belaste palen bij ophogingen gereed te hebben.

naar voren dat er weinig metingen/proeven beschikbaar zijn die zijn uitgevoerd met de voor Nederland veel voorkomende zeer slappe klei en dat het onderzoek naar de invloed van het moment van paalinstallatie op de krachten in de paal een nuttige aanvulling is op reeds bestaand onderzoek. Naar aanleiding van deze constatering zijn bij GeoDelft proeven uitgevoerd in de geocentrifuge waarbij palen op verschillende momenten in het ophoogproces zijn geïnstalleerd in de teen van een 5 m hoge ophoging op een 10 m dik pakket slappe klei.

Op basis van de literatuurstudie en een rondgang langs de commissieleden is een overzicht gemaakt van de in Nederlands gangbare ontwerppraktijk voor door grond horizontaal belaste palen. Hierin kan een onderscheid worden gemaakt tussen twee hoofdmethoden: 1. De horizontale gronddeformatie worden in een apart model bepaald en dient als invoer voor een model waarin de paal is gemodelleerd als verend ondersteunde ligger (2D; zie figuur 1a) 2. Grond en paal zitten in één systeem (2D en 3D; zie figuur 1b) Met name bij methode 1 zijn vele varianten mogelijk door de verschillende varianten in de bepaling van de beddingsconstante van de grond en de maximale gronddrukcoëfficiënt. Uit de bestaande ontwerpmethoden is een selectie gemaakt van methoden/modellen die binnen het onderzoek worden getoetst aan een aantal beschikbare veldmetingen en de centrifugeproeven. Deze methoden/modellen zijn: Grondgedrag: – methode IJsseldijk-Loof (‘Tabellen van De Leeuw’) – methode Bourges en Mieussens (empirisch) – 2D eindige elementen modellen (Plaxis Soft Soil, Hardening Soil en Soft Soil Creep) Paalgedrag (verend ondersteunde ligger): – Mpile – Mhorpile – Plaxis2D/Msheet (‘methode BetuweRoute’) – Plaxis2D/Msheet (beddingsconstante volgens Ménard en maximale gronddrukcoëfficiënt volgens Brinch Hansen)

Totale systeem grond-paal:

– 2D eindige elementen model (Plaxis; paal geschematiseeerd als doorgaande wand) – 3D eindige elementen model (Plaxis).

Selectie cases Voorafgaand aan de selectie van de cases is vastgesteld dat cases waarbij alleen de gronddeformaties zijn gemeten en niet aan palen ook zeer waardevol zijn voor dit project. Immers, als de horizontale gronddeformaties slecht kunnen worden voorspeld is de voorspelling van het gedrag van de paal ook slecht. In een artikel van Mestat [2] wordt gesteld dat de marge voor een voorspelling van zettingen circa 25% bedraagt, maar dat deze voor horizontale gronddeformaties circa 80% is. Daarnaast is uit de literatuurstudie reeds gebleken dat het aantal bruikbare cases waarin zowel aan de grond als aan palen is gemeten zeer beperkt is. Voor het maken van de analyses zijn de volgende cases geselecteerd: Cases met alleen gronddeformaties: No-Recess proefterp HW1 Betuweroute km 16.7 HSL-Zuid ten zuiden van de brug over de Moerdijk Cases met zowel gronddeformaties als grond-constructie interactie: Centrifugeproef GeoDelft; gronddeformaties en bepaling van de buigende momenten van een messing paal ingeklemd aan de kop. CIAD-proef Europaboulevard; gronddeformaties en bepaling van de buigende

Figuur 2 Schematisatie keermuur case Europaboulevard.

momenten in de fundatiepalen in een keermuur (zie figuur 2). De Brienenoord Corridor (Bricorproef); De gronddeformatie en deformaties van een stalen en prefab betonpaal met vrije paalkop t.g.v. de wegverbreding bij de Brienenoord (zie figuur 3).

Figuur 1b Overzicht berekeningsmethoden grond en paal in 1 model.


29

Figuur 3 Geometrie Bricorproefvak.

Van deze cases zijn ten minste de volgende gegevens bekend: bodemopbouw (CPT's, boringen) laboratoriumproeven (oedometer- of K0-CRS-proef; triaxiaal- of celproef) bouwfasering zettingen (zakbaken / zettingsmeetslang) hellingmeetbuizen. Bij de cases Europaboulevard en centrifugeproef zijn de momenten in de paal op verschillende niveau's bepaald met rekstroken; bij de case Bricor is de vervorming van de palen bepaald met in de palen opgenomen hellingmeetbuizen.

Doorkijk naar tussenresultaten DC/CUR-onderzoek

belovend is. Wat betreft de Plaxis-modellen wordt de horizontale verplaatsing gedomineerd door de stabiliteit van de terp en de waarde voor de neutrale gronddrukcoëfficiënt K0nc. Aan deze laatste is ook de parameter M gekoppeld die de vorm van de cap of kruipcontour bepaald (zie figuur 4). Als defaultinstelling binnen het Soft Soil Creep-model worden K0nc en M wordt bepaald uit de hoek van inwendige wrijving ϕ' van de grond, volgens [4]:

Hierbij leidt een hoge waarde voor ϕ' tot een relatief kleine schuifreksnelheid εqs en daarmee relatief kleine horizontale gronddeformaties.

Gronddeformaties Uit de resultaten van deze cases blijkt dat de methode IJsseldijk-Loof zeker niet altijd tot conservatieve resultaten leidt. Bij een aantal cases blijven de voorspelde horizontale deformaties juist sterk achter bij de metingen, ook als de elasticiteitsmodulus van de grond wordt afgeleid uit zakbaakfits. Met de methode Bourges en Mieussens worden redelijke resultaten geboekt. Deze methode is completer dan de methode van IJsseldijk en Loof, omdat naast de stijfheid van de grond ook de stabiliteit van de terp wordt meegenomen. Op basis van de huidige resultaten wordt dan ook geconcludeerd dat deze methode veel-

30


Voor de cases BetuweRoute, Bricor en No-Recess is het effect van ϕ' en K0nc op de berekeningsresultaten bestudeerd, waarbij de waarde van ϕ' onder andere is bepaald uit celproeven, triaxiaalproeven en K0-CRS-proeven. Op basis van deze analyses wordt geprobeerd een uitspraak te doen over de beste methode voor het bepalen van de waarde voor K0nc en/of M om een betrouwbare voorspelling van de horizontale gronddeformaties te verkrijgen. Uit de cases No-Recess en Betuweroute blijkt dat de bepaling van K0nc en M uit K0-CRSproeven tot goede resultaten te leiden. De analyse van de overige cases moet echter uitwijzen of dit voor iedere situatie geldt.

Constructief/funderingspalen Naast de voorspelbaarheid van de horizontale gronddeformaties wordt binnen de CURcommissie ook aandacht besteed aan de paalgrond-interactie en de invloed van kruip en scheurvorming op het paalgedrag van een (prefab) betonpaal. Door TNO Bouw is een aantal bepalingsmethoden voor kruip en scheurvorming in beton (VBC 1995, EC 2 en Model Code 1990) en het effect hiervan op de stijfheid van een betonnen paal onderzocht. Hieruit wordt geconcludeerd dat de methode voor het bepalen van de buigstijfheid van funderingspalen volgens VBC 1995 het beste kan worden toegepast. Verder blijkt dat vooral het modelleren van de scheurvorming van het beton tot optimalisaties kan leiden. Indien scheurvorming optreedt, speelt het effect van de kruip van het beton nog maar een ondergeschikte rol. Naast de stijfheid van de paal heeft de inklemming van de paalkop een grote invloed op het momentenverloop in een funderingspaal. Veelal wordt gerekend met een 100% inklemming van de door rond horizontaal belaste paal met grote inklemmingsmomenten als gevolg. In de praktijk zal de inklemming vrijwel nooit 100% zijn. Door een goede bepaling van de mate van inklemming kan dus veel winst worden behaald. Op dit moment heeft een inventarisatie van de modellering van de inklemming van de paalkop binnen de commissie plaatsgevonden. Op basis van deze inventarisatie zal worden getracht om tot een aanbeveling te komen voor de modellering van de paalkop. In de modellen waarin de paal wordt gemodelleerd als verend ondersteunde ligger of als doorgaande wand in een 2D eindige elementen berekening, wordt een schelpfactor gebruikt om de juiste gronddruk op de paal te krijgen. Tot nu toe blijkt uit alle analyses dat deze schelpfactor groter moet zijn dan verwacht om de gemeten momentlijnen of vervorming van de palen na te kunnen rekenen. De oorzaak hiervan is nog niet duidelijk en moet nader worden onderzocht. Het is niet uitgesloten dat de schelpfactor wel juist is, maar dat de berekende gronddrukverhoging in de plane strain situatie te laag is. In dit laatste geval wordt de schelpfactor dan als een modelfactor gebruikt om op een betere waarde van de gronddruk uit te komen.

Kennisleemten Het probleem bij de beschikbare/geanalyseerde cases is dat de metingen meestal onvoldoende lang zijn doorgezet om ook iets te kunnen zeggen over de invloed van kruip van de grond.

CUR-commissie H408 ‘Door grond horizontaal belaste palen’ – de tussenstand

Figuur 4 Kruipcontour en bezwijklijn Soft Soil Creep Model.

Alleen bij de case No-Recess is circa 2 jaar doorgemeten aan de gronddeformaties na het op hoogte komen van de terp.

de commissie zal daarom ook een hoofdstuk worden gewijd aan een specificatie van een veldproef.

Voor de Bricor-case zijn langeduur deformatiemetingen beschikbaar aan de palen die in de teen van de ophoging zijn geplaatst. De stalen paal is in november 2007 opgezocht en opnieuw ingemeten; de prefab betonpaal is reeds in 1996 verwijderd (circa 6 jaar na het op hoogte komen van de terp). Helaas zijn hier echter geen langeduur deformatiemetingen van de grond beschikbaar, zodat een koppeling tussen grond- en paalgedrag lastig of niet te maken is. Om meer zekerheid te krijgen over het lange termijn vervormingsgedrag van grond en palen is aanvullend onderzoek nodig, bijvoorbeeld in de vorm van veldproeven. In het eindrapport van

Conclusie Er wordt door de commissie gestreefd naar een breed gedragen ontwerprichtlijn die een substantiële kwaliteitsverbetering geeft bij het voorspellen van de vervormingen en krachten in de constructies. Daar voor moet nog wel enig werk worden verzet. Het streven van de commissie is om begin 2009 de ontwerprichtlijn gereed te hebben.

Literatuur [1] Feddema, A., Door grond horizontaal belaste palen, Overzicht literatuur en metingen, GeoDelft, rapportnummer 410822-0002, versie 2, oktober 2006 [2] Mestat, Ph., MOMIS: A database for the numerical modeling of embankments on soft soils and the comparison between computational results and in situ measurements, Bulletin des Laboratoires des Ponts et Chaussées, no. 232, May-June 2001, ref. 4376, pp. 45-60 [3] Bourges, F. en Mieussens, C., Déplacements latéraux à proximité des remblais sur sols compressibles, Méthode prévision, Bulletin liaison Laboratoires des Ponts et Chaussées, no. 101, Mai-Juin 1979, ref. 2296, pp.73-100. [4] Plaxis version 8, Material Models Manual, June 30, 2006.

Kenmerken eenvoudige methoden ter bepaling horizontale gronddeformaties

Methode IJsseldijk-Loof / Tabellen van De Leeuw – Ongedraineerd grondgedrag (υ = 0,5) – Slappe lagen lineair elastisch en uniforme stijfheid – Met (Loof) en zonder (IJsseldijk) rekstijve bovenlaag – Bepaling elastisticiteitsmodulus: uit zettingen met methode Betuweroute (E = (1,25 x belasting x dikte slappe lagen)/zetting) – Geeft ook verhoging horizontale gronddruk t.b.v. paalbelasting

Methode Bourges en Mieussens [3] – Basis: analyse van 32 proefterpen/situaties – Zetting voor de grensspanning en zetting op beschouwde tijdstip bepalen horizontale deformatie – Stabiliteitsfactor bepaald deel horizontale deformaties – Curves voor 3 situaties: algemeen, met rekstijve bovenlaag en grond met uniforme stijfheid – Geeft geen gronddrukverhoging Tabel 1 Ter verklaring eenvoudige methoden bepaling horizontale gronddeformaties.


31

Enkagrid ®

Steil talud, Noorder Dierenpark Emmen,

Enkagrid PRO, Enkagrid MAX en Enkagrid TRC

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

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

gewapend met Enkagrid PRO

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

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

Ing. M. Borsboom

Fugro Ingenieursbureau B.V.

Samenvatting

Fundering nieuwe elektriciteitscentrale MPP3 op de Maasvlakte

Voor de fundering van de nieuwe kolencentrale van E.ON op de Maasvlakte heeft E.ON gekozen voor grote diameter (1,5 m) boorpalen. Aan deze beslissing ging een zorgvuldige afweging van staal- of paalfundering vooraf waarbij uitgebreide zettingsanalyses zijn gemaakt. De predictie van het gedrag van de boorpalen is geverifieerd met een belastingsproef.

De huidige elektriciteitscentrale op de Maasvlakte is de grootste centrale van E.ON Benelux. Aanvankelijk draaide deze centrale op aardgas en stookolie, maar sinds een ombouw in de jaren tachtig op kolen. Het is nu de enige poederkoolgestookte centrale van E.ON Benelux. De twee units van de huidige kolencentrale zijn samen goed voor 1040 MW. De nieuwe derde unit van de ‘Maasvlakte Power Plant’ (MPP3), zie figuur 1, is een zeer moderne kolencentrale waar met poederkool stoom wordt geproduceerd. Het stoom wordt door een turbine en een generator omgezet in elektriciteit.

Figuur 1 Artist impression Maasvlakte Power Plant 3 (MPP3).

Daarmee wordt een rendement bereikt van ruim 46% en dat is veel hoger dan in traditionele kolencentrales. Hiermee daalt ook de CO2-uit-

Figuur 2 Sondering met daarop aangegeven (on)mogelijke paalpuntniveaus grote diameter boorpalen.

34


stoot met ongeveer 20%. De nieuwe centrale heeft een capaciteit van 1100 MW (8% van de Nederlandse elektriciteitsbehoefte) en behoort daarmee tot de grootste kolengestookte eenheden die in de wereld worden gebouwd. De bouwkosten bedragen ongeveer 1,2 miljard euro. Dit jaar is met de bouw gestart en de centrale moet in 2012 in gebruik worden genomen.

Figuur 3 Resultaat 3D EEM zettingsberekening fundering op staal.

Grondonderzoek Door Fugro is grondonderzoek uitgevoerd in 3 fasen, van grof naar fijn, parallel aan het ontwerp van de centrale dat door E.ON Engineering zelf werd gedaan. De bodemopbouw is typisch voor de Maasvlakte (zie sondering figuur 2). De toplaag bestaat uit zand van het opgespoten terrein, hetgeen prima geschikt is om lichte funderingen op staal te funderen. Tot ca. NAP -20 m is een zandlaag aanwezig die doorsneden wordt met siltlagen; hier zou een lichte paalfundering toegepast kunnen worden. Op NAP -20 m is een kleilaag met dikte tot 2,0 m aanwezig (hierna te noemen ‘1e kleilaag’). Vervolgens is tot NAP -40 m een vaste zandlaag aanwezig met conusweerstanden boven 30 MPa. Op NAP -40m treffen we de zgn. ‘2e kleilaag’ aan, welke overgeconsolideerd is en een dikte heeft van ca. 1 m. Deze is onderdeel van de formatie van Kedichem. Daaronder zitten wat minder vast gepakte zand- en siltlagen.

Figuur 4 Resultaat 3D EEM zettingsberekening fundering op palen.

Zettingsanalyse Het ‘power-island’ is het centrale deel waar de boiler en de turbine zich bevinden. Het betreft verschillende gebouwen en constructies die tezamen op een betonplaat worden gefundeerd en gekenmerkt worden door enerzijds hoge belastingen en grote verschilbelastingen (zie figuur 1) maar anderzijds door strenge eisen t.a.v. zettingen en verschilzettingen. De zettingseis tussen de kolommen van de boiler is maximaal 15 mm. Dit noodzaakte tot uitgebreide zettingsalanyses voor het funderingsontwerp.

Fundering op staal Allereerst is gekeken naar de mogelijkheid van een fundering op staal. Daartoe is een zettingsanalyse uitgevoerd in 2 stappen: 1. analytisch en 2. met een eindige elementen methode. In stap 1 is als indicatie een semi 2D zettingsanalyse gedaan met behulp van de software MSettle. In deze berekening is geen bouwfasering toegepast, alle belastingen zijn gelijktijdig aanbracht. Verder is de funderingsplaat flexibel gemodelleerd hetgeen een conservatieve benadering is. Het resultaat van deze stap 1 is een

maximale zetting van ca. 280 mm in 30 jaar. Het tijd-zettingsdiagram laat zien dat ca. 75% van de zetting optreedt in het eerste jaar. In het zettingspatroon zijn de individuele kolommen van de boiler duidelijk zichtbaar; de zettingsverschillen voldoen in dit geval niet aan de eis. In stap 2 is een meer gedetailleerde zettingsanalyse uitgevoerd, gebruik makend van Plaxis 3D Foundation. Voor de slappe lagen is het Soft Soil Creep model gebruikt en voor de zandlagen het Hardening Soil model. In deze stap is gevarieerd met de vloerdiktes en de locaties van voegen en zijn stijfheden toegekend aan de funderingsplaten. Het resultaat van deze stap zijn absolute zettingen die nagenoeg gelijk zijn aan de MSettle berekening van stap 1 (zie figuur 3). De stijve funderingen zorgen wel voor

kleinere verschilzettingen door meer spreiding, maar er wordt nog niet aan de verschilzettingseis voldaan.

Paalfundering Naar aanleiding van de zettingsanalyse van de fundering op staal is besloten om te kijken naar een paalfundering. Voor palen met een vereist draagvermogen van ca. 8000 kN komt alleen het praktische paalniveau tussen NAP -24 m en NAP -26 m in aanmerking. Dat niveau is gelegen net onder de 1e kleilaag. Vanwege de invloed van de 2e kleilaag op de fundering van de paalgroep, is gekeken naar de zettingen van een dergelijke fundering. Dit betreffen z.g.n. w2 zettingen (NEN 6743). Zetting van de individuele palen treedt ook op, maar deze zijn gelijkmatig. Bij de analyse is rekening gehouden met de bouw-


35

fasering; alleen de zettingen vanaf de kritieke (derde) fase waarin de turbine wordt opgesteld, zijn beschouwd. De zettingsanalyse voor de paalfundering is ook in twee stappen gedaan; eerst met MSettle semi 2D en vervolgens met Plaxis. Het aangrijpingspunt van de belasting ligt daarbij ongeveer op het paalpuntniveau NAP -26 m. Het resultaat van stap 1 van de zettingsanalyse paalfundering zijn zettingen variërend van 15 - 120 mm. De restzetting ter plaatse van de kolommen is nog 60 - 90 mm na fase 2, dus er treedt nog 30 mm verschilzetting in fase 3 op (eis 15 mm). De grootste zetting komt uit de 2e kleilaag op NAP -40 m. Deze laag is gemodelleerd op 1 m dikte, maar varieert in werkelijkheid van 0,5 m tot 1,3 m en kan dus leiden tot extra verschilzettingen. Benadrukt wordt dat dit dus alleen de w2 zettingen (paalgroepzakking) betreffen. In stap 2 van de zettingsanalyse van de paalfundering is de stijfheid van de fundering in rekening gebracht. Dit is weer gedaan in een 3D Plaxis berekening. In deze stap is bovendien gevarieerd met de configuratie van de vloerplaten. Het eindresultaat van deze zettingsberekening (zie figuur 4) zijn absolute zettingen van 50 - 95 mm hetgeen een reductie van 20 - 30% betekent als gevolg

Figuur 5 Gecombineerde liften drukcell onderaan de paalwapening.

36


van herverdeling van belastingen door de stijvere fundering. De zettingen die optreden vanaf de kritische bouwfase 3 bedragen 35 - 75 mm. Bij twee berekende vloerconfiguraties bedroegen de verschilzettingen tussen de boilerkolommen slechts 10 mm waarmee voldaan wordt aan de verschilzettingseis.

veerstijfheid. De 1500 mm paal zelf (met liftcell) onderging tijdens de test een zakking van slechts 35 mm (zie figuur 6). Het effect van de liftcell is derhalve met de paaltest aangetoond; 35 mm minder zetting (50% reductie) en daarmee een hogere paalveerstijfheid.

Conclusies Geconcludeerd kan worden dat de 2e kleilaag toch boven de grensspanning (dus maagdelijk) belast wordt ondanks de overconsolidatie. De verschilzettingen zijn echter te beperken door op de juiste wijze rekening te houden met de bouwfasering en stijfheid van de fundering.

Paaltest Bauer Funderingstechnieken heeft het funderingswerk aangenomen met grote diameter boorpalen. Omdat boorpalen standaard niet erg stijf zijn heeft Bauer voorgesteld om een voorspanning aan te brengen middels een liftcel in de paalvoet. Dat moet resulteren in kleinere zetting (w1) en dus hogere paalveerstijfheid. Twee van de zes testpalen hebben een paalpuntniveau van NAP -26 m. Eén van deze testpalen heeft een diameter van 1500 mm en heeft een liftcell in de paalvoet. De andere met een diameter van 1200 mm heeft geen liftcell. De liftcell voor het opspannen en de drukcel om te meten zijn gecombineerd in één unit welke onderaan de wapeningskorf is bevestigd (zie figuur 5). Het resultaat van de test met de Ø 1200 mm paal (zonder liftcell) geïnterpoleerd naar de Ø 1500 mm paal is een (w1) zetting van 70 mm. Dat komt overeen met de door Fugro berekende paal-

Bij grote industriële projecten zoals electriciteitscentrales spelen hoge geconcentreerde belastingen en grote verschilbelastingen een bepalende rol. Zettingsverschillen zijn cruciaal in verband met gevoelige installaties en apparatuur. In dit geval is een fundering op staal niet mogelijk gebleken vanwege de zettingsgevoelige ondergrond en moest overgestapt worden op een paalfundering. Met de juiste stijfheidskeuze van de fundering en rekening houdend met de bouwfasering blijkt aan de verschilzettingseis te kunnen worden voldaan. De aangenomen optimalisatie van de paalveerstijfheid van de van nature slappe boorpalen is aangetoond met behulp van een paaltest.

Figuur 6 Last-zakkingsgrafiek testpaal Ø 1500 mm met liftcell.

ir. T.J. Bles/ ir. M. Korff C. Guis ir. C.P. Schouten

Deltares Tubex BV en voorzitter NVAF Arcadis

Uitvoeringscheck cruciaal bij funderingsontwerpen

Samenvatting Bij de uitvoering van funderingswerken gaat het geregeld mis. Zo komt het vaak voor dat damwamdplanken niet op diepte komen of uit het slot lopen en geprefabriceerde betonpalen bij het inbrengen breken. Dit soort problemen leidt niet alleen tot extra kosten, maar vaak ook tot een forse vertraging van het bouwproject en imagoschade. Veel van de problemen ontstaan doordat in de ontwerpfase geen rekening is gehouden met de uitvoerbaarheid van een ontwerp. Door een vernieuwde samenwerking tussen het Platform Funderingstechniek*, de NVAF* en Deltares moet daarin verandering komen. Thomas Bles en Mandy Korff van Deltares

Op de Funderingsdag begin oktober hebben de NVAF en het Platform Funderingstechniek een samenwerkingsakkoord gesloten. Doel hiervan is om de huidige versie van GeoBrain Funderingstechniek uit te bouwen tot een volwaardige faciliteit voor de funderingsbranche. Casper Guis van de NVAF: ‘Veel problemen bij funderingswerken zijn terug te voeren op opdrachtgevers en ontwerpers die zich onvoldoende hebben verdiept in de uitvoering. Wil je daarin verandering brengen dan moet je ze op een eenvoudige wijze toegang bieden tot uitvoeringservaringen. De ervaringsdatabase van GeoBrain Funderingen is daarvoor uitermate geschikt.’

Brokkenpiloten Rond 2000 had de funderingsbranche min of meer het imago van brokkenpiloot omdat bij veel projecten het funderingswerk niet liep zoals gepland. Er waren geregeld arbitragezaken en funderingswerken waren niet of alleen tegen hoge premies te verzekeren, waarbij dan vaak nog sprake was van allerlei uitsluitingen. Voor zes funderingsbedrijven was dit aanleiding om samen met het kennisinstituut GeoDelft, dat inmiddels deel uitmaakt van Deltares, na te denken hoe herhaling van fouten kon worden

voorkomen. In 2002 is begonnen met het opzetten van een toegankelijke database met praktijkervaringen om de uitvoerbaarheid van ontwerpen vooraf te kunnen toetsen. Sindsdien werken deze partijen, samen met ingenieursbureau M.U.C. en de NVAF aan de ontwikkeling van GeoBrain Funderingstechniek. Het samenwerkingsakkoord bevestigt de brede aantakking in de branche en staat garant voor een verdere ontwikkeling van GeoBrain.

Ruim 1.500 praktijkervaringen Sinds de start is het aantal ervaringen gestaag toegenomen en inmiddels bevat de database al ruim 1.500 praktijkervaringen. Iedere ervaring bestaat uit een aantal projectindicatoren zoals bodemopbouw, gebruikte palen, damwanden, tril- of heiblokken en informatie over eventuele problemen die bij de uitvoering zijn opgetreden, inclusief de daaruit voortvloeiende kosten. Partijen met een abonnement op GeoBrain kunnen al deze ervaringen via internet inzien. Ze kunnen zoeken op een kaart van Nederland, op projectkenmerken en op grondopbouw met behulp van een digitale sondering. Naast de ervaringsdatabase kent GeoBrain Funderingstechniek ook een voorspellingsmodel dat de uitvoerbaarheid van nieuwe ontwerpen toetst

op basis van expertkennis en ervaringen uit de database. Ook is een koppeling met de DINOdatabase met Nederlandse ondergrondgegevens gemaakt, zodat gebruikers snel sonderingen in de omgeving van een project kunnen zoeken. Binnenkort komen er ook nog gebruikersvriendelijke koppelingen met de ontwerpsoftware MSheet en MFoundation. Met MSheet was al een eenvoudige koppeling aanwezig. De nieuwe koppelingen zijn echter gebruiksvriendelijker en bieden ontwerpers straks extra functionaliteiten om op een eenvoudige wijze vanuit hun ontwerpomgeving hun ontwerp te controleren op uitvoerbaarheid.

Volwaardige faciliteit ‘De praktijk laat zien dat de toepassing van GeoBrain Funderingstechniek kan leiden tot een aanzienlijke reductie van uitvoeringsproblemen’, vertelt Thomas Bles, projectleider GeoBrain Funderingstechniek bij Deltares. ‘Een reductie die hard nodig is. Zo komt het nog steeds vaak voor dat verzekeraars funderingswerken weigeren te verzekeren vanwege de hoge faalkosten. Het mooie is dat alle partijen baat hebben van GeoBrain Funderingstechniek. Ontwerpers kunnen nagaan of een ontwerp – dat voldoet aan de eisen voor draagvermogen


39

Wij zijn altijd op zoek naar gemotiveerde constructeurs en tekenaars! Dus wil je een leuke baan bij een bedrijf waar collegialiteit hoog in het vaandel staat? Stuur dan je sollicitatie met je CV naar [email protected].

en stabiliteit – ook uitvoerbaar is, terwijl verzekeraars kunnen beoordelen of de aanpak van een aannemer risicovol is. Voor die aannemer is de database een goed hulpmiddel om risico's te onderkennen en voor opdrachtgevers om de haalbaarheid van een project vast te stellen.’ Ook Casper Guis, voorzitter van de NVAF, is overtuigd van de waarde van GeoBrain Funderingstechniek: ‘Het is een uiterst zinvol instrument. Daarom willen we samen met het Platform Funderingstechniek alle partijen in het bouwproces stimuleren om gebruik te maken van de database. Tegelijkertijd zullen wij onze leden aanzetten om hun ervaringen aan te leveren, zodat de database verder gevuld raakt en we steeds eenvoudiger een herhaling van fouten kunnen voorkomen.’

Figuur 1 V.l.n.r. Sikko Doornbos (namens het platform Funderingstechniek), Casper Guis (voorzitter NVAF) en Erik Janse (Deltares) met het tijdens de funderingsdag ondertekende samenwerkingsakkoord.

GeoBrain Statistiek Aannemer

Verbindende schakel ‘Wat we uiteindelijk willen bereiken met GeoBrain Funderingstechniek is een procesinnovatie’, stelt Bles. ‘Als je naar de verschillende partijen in de bouwkolom kijkt, zie je dat ontwerpers van funderingsontwerpen tot nu toe eigenlijk geen contact hebben met de funderingsaannemer die het ontwerp moet uitvoeren. Daardoor zijn ze vaak onvoldoende op de hoogte van de problemen die bij de uitvoering kunnen spelen. Het ontbreken van informatie-uitwisseling tussen ontwerpers en uitvoerders speelt zowel bij traditionele als nieuwe contractvormen. Vaak is er geen contact tussen ontwerper en funderingsaannemer omdat de opdrachtgever of de hoofdaannemer tussen deze twee partijen in zit. Ons doel is dat GeoBrain Funderingstechniek bij de uitwisseling van informatie de verbindende schakel wordt tussen

Ervaringen

Voorbij Funderingstechniek bv BAM Grondtechniek Volker Staal en Funderingen Ballast Nedam Funderingstechnieken Terracon Funderingstechniek bv Geka Bouw bv Dura Vermeer Groep nv Heijmans Infra Techniek bv Sterk Heiwerken bv Woud Wormer bv Aannemersbedrijf Gebr. de Koning BV Beens Heiwerken Aannemingsmij Van der Straaten bv Aannemingsbedrijf P&G Hooghwerff bv Verhoef Funderingstechnieken bv Gebr. van 't Hek bv Hei en adviesbureau J. de Bruyn bv Castelein Heiwerken bv Hakkers bv Overigen

Totaal

229 227 183 123 118 111 94 76 58 53 44 40 40 29 25 22 20 18 4 7

Powersupplier platina platina goud zilver zilver zilver brons brons brons brons

1526

Figuur 3 Via onder andere een kaart kan gezocht worden in de ervaringsdatabase.

Figuur 2 Resultaat van een voorspelling.


41

van de uitvoerbaarheid en de kans op schade. De koppeling met DINO lijkt me heel zinvol.’

Kosten-batenanalyse

Figuur 4 Voorbeeld uitvoeringsrisico bij heien van een damwand.

Figuur 5 Voorbeeld uitvoeringsrisico bij heien van een paal.

Figuur 6 Positie van GeoBrain in het bouwproces.

Opdrachtgever

Ontwerper

de verschillende partijen in de bouwkolom.’

Uitstekend instrument Eén van de partijen die GeoBrain Funderingstechniek op deze manier gebruikt is ingenieursbureau Arcadis. ‘Het vroegtijdig inzicht hebben in risico’s is bij de nieuwe contractvormen veel belangrijker geworden’, stelt geotechnisch specialist Peter Schouten van Arcadis. ‘Daarmee is de noodzaak om goed na te denken over de uitvoerbaarheid van ontwerpen ook toegenomen. GeoBrain Funderingstechniek is een uitstekend instrument om risico's snel in beeld te brengen en om informatie te krijgen over de uitvoerbaarheid. Nu is het niet zo dat we voorheen geen zicht hadden op de uitvoerbaarheid. Via de praktijkervaring van onze toezichthouders op projecten die in uitvoering zijn blijven we ook goed op de hoogte van de uitvoeringspraktijk. We raad-

Hoofdaannemer

‘We zijn erg blij dat er steeds meer partijen zijn zoals Arcadis die het nut van GeoBrain Funderingstechniek – en meer in het algemeen het nut van een uitvoerbaarheidscheck op hun ontwerp – inzien’, reageert Bles. ‘Dat neemt niet weg dat we vinden dat GeoBrain Funderingstechniek nog veel te weinig wordt gebruikt. Te vaak ontstaan nog uitvoeringsproblemen die volgens ons met een controle op uitvoerbaarheid van het ontwerp, bijvoorbeeld met GeoBrain Funderingstechniek, te voorkomen waren geweest. Om te achterhalen hoe we meer marktpartijen kunnen bewegen om GeoBrain Funderingstechniek toe te passen, hebben we het Economisch Instituut voor de Bouwnijverheid (EIB) ingeschakeld. Het EIB brengt onder andere de kosten en baten – denk aan het verminderen van faalkosten – van GeoBrain Funderingstechniek voor gebruikers in kaart. Ook kijkt het instituut naar mogelijke oorzaken van faalkosten. Zijn er momenteel wellicht onvoldoende prikkels voor sommige partijen om faalkosten te voorkomen of kunnen partijen schade kosteloos afwentelen op een andere partij? Maar het kan ook zijn dat partijen nog even wachten met een lidmaatschap op GeoBrain Funderingstechniek totdat de database met meer ervaringen is gevuld.’

Onderaannemer

Meer informatie

plegen deze collega’s geregeld met vragen over de uitvoerbaarheid. Je bent dan echter afhankelijk van een persoon en het aantrekkelijke van GeoBrain is dat je op ieder moment van de dag heel snel een beeld hebt of je ontwerp uitvoerbaar is. Zelf maak ik het liefst gebruik van de database. Stel dat ik voor een ontwerp de toepassing van een damwand overweeg, dan zoek ik in de database naar vergelijkbare situaties en kijk ik wat de ervaringen daarmee waren. Op eenzelfde manier kan ik heel eenvoudig de haalbaarheid van verschillende varianten beoordelen.’ Schouten vervolgt: ‘Het voorspellingsmodel pas ik minder vaak toe. Ik vind het niet prettig dat ik niet direct kan zien hoe het model aan de hand van je invoergegevens tot een resultaat komt. Aantrekkelijk is natuurlijk wel dat je met het model heel snel een globaal idee hebt

www.geobrain.nl/funderingstechniek Gebruikersnaam en wachtwoord zijn aan te vragen via de website.

* Het Platform Funderingstechniek bestaat uit Ballast Nedam Funderingstechniek, BAM Civiel Grondtechniek, Geka Bouw, Terracon, Volker Staal en Funderingen, Voorbij Funderingstechnieken, Ingenieursbureau M.U.C. en Deltares. Sinds 2002 werken deze partijen aan de ontwikkeling van GeoBrain Funderingstechniek. * De NVAF, de Nederlandse Vereniging Aannemers Funderingswerken, is een ondernemersorganisatie met circa vijftig aangesloten bedrijven. Tekst tot stand gekomen m.m.v. Peter Juijn Teksten.


43

12 E JAARGANG DECEMBER 2008 NUMMER 5 FUNDERINGSDAG2008 THEMA-UITGAVE

Recommend Documents