14E JAARGANG DECEMBER 2010 NUMMER 5 FUNDERINGSDAG 2010 THEMA-UITGAVE

DECEMBER 2010

NUMMER 5

THEMA-UITGAVE

FUNDERINGSDAG 2010

14 E J A A R G A N G

Geef vorm aan uw innovatieprojecten Vlaams Project van Thematische Innovatiestimulering ‘Speciale Funderingstechnieken’

www.tis-sft.wtcb.be Partners:

KATHOLIEKE UNIVERSITEIT

LEUVEN

Met steun van: Instituut voor de aanmoediging van Innovatie voor Wetenschap en Technologie in Vlaanderen

Contact:

WTCB, ir. Noël Huybrechts Lombardstraat 42 B-1000 BRUSSEL Telefoon +32 2 655 77 11 E-mail [email protected]

Om de concurrentiepositie van de Vlaamse bouwbedrijven in de context van de Europese eenheidsmarkt te verstevigen en om hen te informeren over en te ondersteunen bij hun innovatieprocessen, richtte het Wetenschappelijk en Technisch Centrum voor het Bouwbedrijf (WTCB) - in samenwerking met de Belgische Vereniging van Funderingsaannemers (ABEF) en de Katholieke Universiteit Leuven (KUL) - het door het IWT gesubsidieerde project van Thematische Innovatiestimulering (TIS) 'Speciale funderingstechnieken' op. Er zal vooral aandacht besteed worden aan de volgende innovatiepistes: • innovaties m.b.t. de uitvoering van speciale funderingstechnieken, • toepassing van geavanceerde monitoringsystemen voor speciale funderingstechnieken, • aanwending van nieuwe materialen bij speciale funderingstechnieken, • toepassing van technieken voor risicobeheersing en nieuwe ontwerpmethoden, • innovatieve technieken, ontwikkeld voor het gebruik, de renovatie en de versteviging van bestaande funderingssystemen, • funderingstechnieken voor de energievoorziening van gebouwen. Het TIS-project zal trachten het kennisniveau in zijn ruime doelgroep (funderingsbedrijven, materiaalfabrikanten, monitoringindustrie, bouwheren, ontwerpers,…) te verhogen, synergieën tussen de geïnteresseerden op te sporen en het bestaande innovatiepotentieel te onderzoeken en verder te ontwikkelen. Bouwbedrijven kunnen tevens een beroep doen op concrete hulp bij het definiëren en vormgeven van hun innovatieprojecten. Geïnteresseerden vinden op de website een aanmeldingsformulier.

Bouwkundige verzakking?

Van de redactie

Beste lezers Deze special van uw lijfblad Geotechniek is geheel gewijd aan de Funderingsdag die 7 oktober 2010 werd gehouden in Ede. De tweejaarlijkse bijeenkomst was zoals gebruikelijk georganiseerd door de Betonvereniging in samenwerking met het KIVI NIRIA. Geotechniek biedt u in dit nummer een aantal van de voordrachten die zijn gehouden. Op de dag waren ongeveer 220 belangstellenden aanwezig. De bijdragen hebben veel te bieden. Geotechniek zorgt dan ook graag voor verspreiding onder een grotere groep lezers. Als we kijken naar wat de Funderingsdag te bieden had in vergelijking tot die van twee jaar geleden dan is er sprake van toch wel gestage, continue, verandering en ontwikkeling in ons vakgebied. In 2008 werd bijvoorbeeld een tussentijds verslag gedaan van de stand van zaken bij het onderzoek naar horizontaal belaste palen door de CUR commissie 228. Het heeft bijna twee jaar langer geduurd dan de onderzoekscommissie destijds had voorzien, maar nu kon dan toch in Ede het eindresultaat met een werkbare methode worden gepresenteerd. Ook in 2008 werd het Platform Funderingstechniek aangekondigd om GeoBrain van Deltares uit te bouwen tot een volwaardige faciliteit voor de funderingsbranche. Het bevatte toen zo’n 1700 ervaringen op het gebied van de funderingstechniek. In dit nummer van Geotechniek leest u waar die ontwikkeling toe heeft geleid. Inmiddels zijn 2700 ervaringen nu in de database van Deltares opgeslagen, en de ambities zijn gericht op aanzienlijke uitbreiding, wat moet helpen in de strijd tegen de nog steeds toenemende faalkosten in de GWW-sector. De ontwikkeling van nieuwe funderingssystemen gaat nog steeds door. Ook nu weer werden in diverse lezingen daarvan voorbeelden gegeven. In een presentatie over de bepaling van de draagkracht van geheide palen werd aangegeven dat de bestaande regels eigenlijk niet voldoen en zouden moeten worden aangepast, al was het maar uit het oogpunt van harmonisatie om op basis van sonderingen te komen tot een eensluidende rekenregel in Nederland, België en Frankrijk. Op de volgende Funderingsdag horen we daar hopelijk meer over. In deze special van Geotechniek treft u ten slotte interessante bijdragen aan over het gedrag van MV-palen, hoe om te gaan met de speciale overgeconsolideerde grondcondities die voorkomen in het noorden van Nederland en een bijdrage over hergebruik en uitbreiding met een aantal verdiepingen van een bestaand kantoorgebouw. Kortom, een Funderingsdag als deze is niet alleen een aangenaam sociaal gebeuren, maar levert ook een bijdrage aan kennisontwikkeling. Veel leesplezier toegewenst alvast. Henk Brassinga Namens de redactie en uitgever

GEOtechniek Funderingsdag 2010 Special – december 2010

1

Hoofdsponsor

Stieltjesweg 2 2628 CK Delft Tel. 088-335 7200

www.deltares.nl

Geotechniek is een uitgave van Uitgeverij Educom BV Mathenesserlaan 347 3023 GB Rotterdam Tel. 010 - 425 6544 Fax 010 - 425 7225 [email protected] www.uitgeverijeducom.nl

2

---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------

Hoofd- en Sub-sponsors


Sub-sponsors

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

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

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

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

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

Ringwade 51, 3439 LM Nieuwegein Postbus 1555, 3430 BN Nieuwegein Tel. 030 - 285 40 00 www.ballast-nedam.nl

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

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

Postbus 1025, 3600 BA Maarssen Tel. 030-248 6233 Fax 030-248 66 66 [email protected] www.struktonengineering.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

Geopolymeric innovations

Westbaan 240 Tel. 0172-427 800 2841 MC Moordrecht Fax 0172-427 801 www.geomil.com

Uretek Nederland BV Zuiveringweg 93, 8243 PE Lelystad Tel. 0320 - 256 218 www.uretek.nl

INPIJN-BLOKPOEL Ingenieursbureau

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

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

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

Siciliëweg 61 1045 AX Amsterdam Tel. 020-40 77 100 www.voorbijfunderingstechniek.nl

IJzerweg 4 8445 PK Heerenveen Tel. 0513 - 63 13 55 www.apvandenberg.com

Mede-ondersteuners

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

Gouda Damwand B.V Postbus 493 2800 AL Gouda Tel. 0182 - 51 33 44 Fax 0182 - 52 09 89 www.damwand.nl

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

Profound BV Limaweg 17 2743 CB Waddinxveen Tel. 0182 - 640 964 www.profound.nl

Cofra B.V. Kwadrantweg 9 1042 AG Amsterdam Postbus 20694 1001 NR Amsterdam Tel. 020 - 693 45 96 Fax 020 - 694 14 57 www.cofra.nl CRUX Engineering BV Pedro de Medinalaan 3-c 1086 XK Amsterdam Tel. 020 - 494 3070 Fax 020 - 494 3071 www.cruxbv.nl CUR Bouw & Infra Postbus 420 2800 AK Gouda Tel. 0182 - 540630 Fax 0182 - 54 06 21 www.curbouweninfra.nl Geomet BV Postbus 670 2400 AR Alphen aan den Rijn Tel. 0172 - 44 98 22 Fax 0172 - 44 98 23 www.geomet.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

Colofon

Geotechniek jaargang 14 – nummer 5 Funderingsdag Special December 2010 Geotechniek is een informatief/promotioneel onafhankelijk vaktijdschrift dat beoogt kennis en ervaring uit te wisselen, inzicht te bevorderen en belangstelling voor het gehele geotechnische vakgebied te kweken. Uitgever/bladmanager

Royal Haskoning Postbus 151 6500 AD Nijmegen Tel. 024 - 328 42 84 Fax 024 - 323 93 46 www.royalhaskoning.com SBR Postbus 1819 3000 BV Rotterdam Stationsplein 45, A6.016 3013 AK Rotterdam Tel. 010-206 5959 Fax 010-413 0175 www.sbr.nl Vroom Funderingstechnieken BV Postbus 7 1474 ZG Oosthuizen Tel. 0299 - 40 95 00 Fax 0299 - 40 95 55 www.vroom.nl

Uitgeverij Educom BV, R.P.H. Diederiks Redactieraad Alboom, ir. G. van

Kant, ing. M. de

Barends, prof. dr. ir. F.B.J.

Korff, mw. ir. M.

Brassinga, ing. H.E.

Lange, drs. G. de

Brinkgreve, dr. ir. R.B.J.

Mathijssen, ir. F.A.J.M.

Brok, ing. C.A.J.M.

Schippers, ing. R.J.

Brouwer, ir. J.W.R.

Schouten, ir. C.P.

Calster, ir. P. van

Seters, ir. A.J. van

Cools, ir. P.M.C.B.M.

Smienk, ing. E.

Dalen, ir. J.H. van

Steenbrink, ing. R.

Deen, dr. J.K. van

Storteboom, O.

Diederiks, R.P.H.

Thooft, dr. ir. K.

Eijgenraam, ir. A.A.

Vos, mw. ir. M. de

Graaf, ing. H.C. van de

Waal, van der

Haasnoot, ir. J.K.

Wibbens, G.

Jonker, ing. A. Redactie Brassinga, ing. H.E.

Kant, ing. M.

Brouwer, ir. J.W.R.

de Korff, mw. ir. M.

Diederiks, R.P.H.

Thooft, dr. ir. K.

Distributie van Geotechniek in België wordt mede mogelijk gemaakt door: Lezersservice

TIS Speciale Funderingstechnieken

Adresmutaties doorgeven

Info: WTCB, ir. Noël Huybrechts Lombardstraat 42, 1000 Brussel – Tel. +32 2 655 77 11 [email protected] www.tis-sft.wtcb.be

via ons e-mailadres:

ABEF vzw Belgische Vereniging Aannemers Funderingswerken Priester Cuypersstraat 3,1040 Brussel Secretariaat: [email protected]

BGGG

[email protected] © Copyrights Uitgeverij Educom BV December 2010 Niets uit deze uitgave mag worden geproduceerd door middel van boekdruk, foto-offset, fotokopie, microfilm of welke andere methode dan ook, zonder schriftelijke toestemming van de uitgever. © ISSN 1386 - 2758

Belgische Groepering voor Grondmechanica en Geotechniek c/o BBRI, Lozenberg 7, 1932 Sint-Stevens-Woluwe [email protected] GEOtechniek Funderingsdag 2010 Special – december 2010

3

Nieuwe inzichten worden geformuleerd, de laatste ontwikkelingen op het gebied van de Eurocode, paalfunderingen en ontwikkelingen in Europese harmonisatie worden in dit artikel toegelicht. Frits van Tol

Draagvermogen van geheide palen in internationale context Inleiding De methoden voor het bepalen van het draagvermogen van de (geheide) palen kunnen worden onderverdeeld in empirische methoden, gebaseerd op een in-situ test zoals de sondering (CPT), analytische methoden meestal gebaseerd op de effectieve verticale spanning, of op proefbelastingen, zoals in sommige landen voor elk project vereist is. Volledig numerieke methoden

voor het ontwerp van geheide palen zijn nog in ontwikkeling en worden nog bijna niet gebruikt. Ondanks dat in Nederland geotechnische problemen in toenemende mate met numerieke modellen, zoals PLAXIS, worden getoetst, wordt de draagkracht van paalfunderingen bijna altijd met de empirische CPT-methode bepaald. Dit wordt vooral veroorzaakt door het feit dat dit soort numerieke modellen problemen hebben met de effecten in de grond die het gevolg zijn van het installeren van de palen. Anderzijds is de sondering een directe meting onder min of meer vergelijkbare condities en heeft deze in praktijk zijn waarde bewezen. Helaas blijkt dat de empirische CPT-methode per land nogal te verschillen. Om Eindige Elementen Modellen geschikt te maken voor het bepalen van het gedrag van paalfunderingen wordt door de TU-Delft en Deltares al een aantal jaar onderzoek verricht. In het kader van het Delft Cluster onderzoeksprogramma is begonnen met experimenteel en numeriek onderzoek naar de zogenaamde installatieeffecten, dit onderzoek wordt voortgezet in een STWonderzoeksproject en het Europees Geo-Install onderzoek. Aan de andere kant wordt in het kader van de invoering van de Eurocode gepoogd om de verschillende CPT-methoden te harmoniseren. In eerste stap daarin was dat België, Frankrijk en Nederland hun ontwerpregels hebben vergeleken en de betrouwbaarheid hebben getoetst aan een groot aantal proefbelastingen met het uiteindelijke doel om te komen tot één ontwerp methode. De lezing op de Funderingsdag 2010 deed verslag van de resultaten van het onderzoek naar deze drie ontwerpmethoden (CUR 229, 2010) en geeft een vergelijking met andere internationale literatuur.

Directe CPT-methode Figuur 1 Indrukkracht paalvoet tegen gemiddelde conusweerstand van 6 sonderingen.

4


Empirische methoden om de draagkracht van palen te berekenen, waarbij een directe relatie wordt gelegd tussen de conusweerstand en de punten schachtweerstand van de paal worden

Deltares,TU-Delft

Ruud Stoevelaar Deltares

Jennifer Rietdijk Deltares

internationaal ‘direct CPT-methods’ genoemd. In dit artikel vertaald met ‘directe CPT-methode’. Eén van de eerste onderzoekers die zo’n directe relatie aantoonde was Plantema, (1948) die op verschillende locaties in Rotterdam een proefpaal wegdrukte waarmee het puntdraagvermogen gescheiden kon worden gemeten en deze waarde vergeleek met de conusweerstand van de ter plaatse gemaakte sondering, zie figuur 1. De volgende drie directe CPT-methoden worden vergeleken: de Nederlandse methode (Van Mierlo & Koppejan, 1952; De Ruiter & Beringen, 1979 en NEN 6743); Franse Methode (Bustamente & Gianeselli, 1982; Fascicule 62-V, 1993; Frank, 1999); Belgische methode (De Beer, 1963; NBN EN 1997-1; 2005). De drie methoden volgen een vergelijkbare procedure om paalpunt- en schachtdraagvermogen te bepalen: Q c;i = Q b;i + Q s;i Q b;i = A b . q b;i Q s;i = ᚖ As . q s;i qb = fb * qc;av qs = fs * qc;av Waarin is: Q c;i berekende paaldraagvermogen bij sondering i Q b;i berekende paalpuntdraagvermogen bij sondering i Q s;i berekende paalschachtdraagvermogen bij sondering i Ab puntoppervlak As

schachtoppervlak qc;av gemiddelde conusweerstand, waarop onderstaand verder wordt ingegaan. fb, fs empirische factoren voor installatie effecten, paaltype en -geometrie en grondsoort. Soms worden nog andere factoren toegepast. Daarnaast worden in de Nederlandse norm

Paal type

Installatie/paaltype factoren Puntweerstand: qb = fb . qc;av Nederland

Belgie

Frankrijk

fb = Ȋ p (ȋ ,s =1)

fb = Ȋ b (,eb =1)

fb = kc

Prefab beton

1,0

1,0

0,5

Gesloten stalen buispaal

1,0

1,0

0,5

Grondverdringende palen geheid of weggedrukt

Tabel 1 Paalfactoren voor puntweerstand voor grondverdringende palen.

Paal type

Installatie/paaltype factoren Schachtweerstand: qs = fs . qc;av Nederland fs = Ȋ s

Grondverdringende palen geheid of weggedrukt

Belgie fs = Ș s=(Ȋ s.ȋ s.ᒎ s )

Frankrijk 1/ks

qc = 1-10 MPa

5 MPa
Prefab beton

0,01

0,011

0,0067

Gesloten stalen buispaal

0,01

0,007

0,0033

Tabel 2 Paalfactoren voor schachtweerstand voor grondverdringende palen.

limietwaarden voor qb en qs aangehouden en wordt het paalpuntdraagvermogen in geval van overgeconsolideerde grond gereduceerd.

Twee belangrijkste verschillen tussen de drie methoden 1. De procedure om de gemiddelde conusweerstand qc;av voor puntweerstand te bepalen: Nederlandse methode beschouwt een range van max 4D onder en 8D boven paalpunt niveau; Franse methode een range van max 1,5D onder en 1,5D boven de paalpunt; Belgische methode beschouwt een variabele range. Hierbij staat D voor de equivalente paalpunt diameter. Voor een gedetailleerde beschrijving van de verschillende procedures ter bepaling van de gemiddelde conusweerstand voor de puntweerstand wordt verwezen naar de respectievelijke normen en hierboven aangegeven literatuur. De middeling van de conusweerstand voor de schachtweerstand is eenduidig. 2. De factoren die in rekening worden gebracht in verband met het paaltype, de paalgeometrie, de installatie effecten, en de grondsoort. De symbolen zijn verschillend maar ook de numerieke waarden. Tabel 1 en 2 geven de factoren fb en fs voor respectievelijk paalpunt- en schacht-draagvermogen voor grondverdringende palen. In dit artikel wordt alleen dit paaltype bezien

Figuur 2 Gemeten versus berekend puntdraagvermogen volgens Nederlandse, Belgische en Franse methode (bezwijken is gerekend bij 10%D).

omdat na een uitvoerige inventarisatie van beschikbare proefbelastingen in Nederland, België en Frankrijk bleek dat alleen van dit paaltype voldoende kwalitatief goede proefbelastingen aanwezig waren. Uit tabel 1 blijkt al direct dat de Franse methode, wel is waar bij een andere procedure om qc;av te bepalen, een veel lagere factor fb toepast. Dit betekent sowieso dat de Franse methode bij voldoende diepe palen in een homogene grondslag een veel lager draagvermogen voorspelt. Bij de schachtweerstand, tabel 2 blijken de verschillen vooral voor de gesloten stalen buispalen erg groot.

Validatie directe CPT-methoden Wereldwijd zijn er maar een zeer beperkt aantal verzamelingen van kwalitatief hoogwaardige proefbelastingen. Met kwalitatief hoogwaardig wordt bedoeld dat tenminste het punten schachtdraagvermogen gescheiden zijn gemeten, de paalpunt voldoende verplaatst is (>10%D) en dat grondonderzoek in de onmiddellijke nabijheid van de proefpaal aanwezig is, bij voorkeur in het hart van de paal voordat deze geïnstalleerd werd. De validatie van de directe CPT-methoden is uitgevoerd aan de hand van in Nederland, België en Frankrijk uitgevoerde hoogwaardige proefbelastingen waarvan de gegevens in een database bij Deltares worden beheerd. In deze database zijn de gegevens van belastingen op 25 grondverdringende palen verzameld. Daarnaast is een vergelijking gemaakt met elders, in de literatuur, uitgevoerde validaties.

PAALPUNTDRAAGVERMOGEN

Figuur 2 geeft de resultaten van de validatie van de drie directe CPT-methoden voor het puntdraagvermogen. Op de horizontale as staat het berekende puntdraagvermogen en op de verticale as het gemeten puntdraagvermogen. Als een methode 100% juist voorspelt, liggen alle punten dus op een lijn onder 45o door de oorsprong. Bij elke gemeten puntdraagvermogen moeten dus drie punten zijn aangegeven op de horizontale as, namelijk het berekende draagvermogen volgens de Nederlandse methode (orange wibertje), de Belgische methode (geel blokje) en de Franse methode (blauw driehoekje). Op deze wijze zijn dus drie verzamelingen gecreëerd. Door de oorsprong zijn met behulp van de methode der kleinste kwadraten lijnen getekend die de drie verzamelingen het best benaderen. De tangens van de hellingshoek van deze lijnen is aangegeven en geeft gemiddelde verhouding tussen het gemeten en het berekende punt draagvermogen (Qgemeten / Qberekend). Uit figuur 2 blijkt dus dat de verhouding tussen gemeten en berekend puntdraagvermogen volgens de Nederlandse methode voor dit paaltype 0,7 bedraagt. De Nederlandse methode overschat het puntdraagvermogen dus substantieel. De Belgische methode in mindere mate (75%) en de Franse methode is dus enigszins aan de veilige kant. Eigenlijk zou bij de Nederlandse methode voor het puntdraagvermogen dus met een Ȋp van 0,7 (in plaats van Ȋp = 1,0 zoals nu wordt gebruikt) moeten worden gerekend. Bij de interpretatie zoals in deze figuur weergegeven is de limietwaarde zoals de NEN voorschrijft buiten beschouwing gelaten.


5

Penetratie Zonder limiet

αp-waarde

Gemiddelde

Standaard afwijking (Ȝ)

Variatie coëfficiënt (v)

0,989

0,27

0,27

<8D

Met limiet qb;max < 15 MPa 0,992 0,27 0,28 _______________________________________________________________ >8D

Zonder limiet

0,635

0,08

0,12

Met limiet qb;max < 15 MPa

0,834

0,35

0,42

Tabel 3 Gemiddelde αp voor ondiepe en diepe palen met en zonder limietwaarden.

Schachtdraagvermogen

Gemiddelde Standaard afwijking (Ȝ)

Variatie coëfficiënt (v)

0,0099

0,36

αp-waarde Met limiet qb;max < 150 kPa

0,0036

Tabel 4 Gemiddelde αp met limietwaarden.

Figuur 3 De verhouding tussen gemeten en berekend puntdraagvermogen volgens Nederlandse methode als functie van de penetratie in de zandlaag.

Figuur 4 Gemeten versus berekend schachtdraagvermogen volgens Nederlandse, Belgische en Franse methode.

ticale as het gemeten schachtdraagvermogen. Het blijkt dat de Belgische en Nederlandse methode voor de bepaling van het schachtdraagvermogen het gemiddeld goed doen, met verhoudingen van resp. 0,99 en 0,94. Hier is dus sprake van een (zeer) geringe overschatting van het schachtdraagvermogen. De Franse methode is hier met een factor 1,34 erg conservatief. Verder valt op dat de spreiding aanmerkelijk groter is dan bij het puntdraagvermogen. Ook bij deze interpretatie van de proefbelastingen werden de limietwaarden uit de norm niet gehanteerd. LIMIETWAARDEN

In figuur 3 is verder ingezoomd op de validatie Nederlandse methode, waarbij onderscheid is gemaakt naar penetratie in de zandlaag. In deze figuur staat op de horizontale as de verhouding tussen gemeten en berekend puntdraagvermogen en op de verticale as de diepte van de paal in de zandlaag uitgedrukt in lengte / paaldiameter.

SCHACHTDRAAGVERMOGEN

Het blijkt dat voor palen die dieper dan 8 D in de zandlaag staan de verhouding tussen gemeten en berekend terugloopt naar 0,6. Voor de palen

Figuur 4 geeft de resultaten van de validatie van de drie directe CPT-methoden voor het schachtdraagvermogen. Op de horizontale as staat het berekende schachtdraagvermogen en op de ver-

6


ondiep in de zandlaag lijkt de gemiddelde waarde juist onder 1,0 te liggen. De voor de hand liggende vraag is natuurlijk of dit onderscheid niet kunstmatig door de qc middelingsprocedure van Koppejan (8D boven de punt) wordt geïntroduceerd. Op deze vraag wordt later teruggekomen.

Indien de limietwaarden conform de NEN 6743 worden gehanteerd veranderen de gevonden gemiddelde waarden (gemiddelde Ȋp en Ȋs) zoals weergegeven in tabel 3 en 4. Voor het puntdraagvermogen is nog onderscheid gemaakt in ondiepe en diepe palen. In de tabellen zijn tevens de standaard afwijking en de variatie coëfficiënten aangegeven. Het blijkt dat de mate van overschatting van het puntdraagvermogen mèt in acht name van de limietwaarde minder is (Ȋp = 0,834), maar tevens dat voor palen met een penetratie van meer dan 8D de overschatting nog groter is (Ȋp = 0,635 in plaats van 1,0). Opnieuw blijkt dat de spreiding bijzonder groot is, zeker als bedacht wordt dat de normen, (factor Ș ) uitgaat van een variatie coëfficiënt van 10 a 15%. ANDERE VALIDATIES

Zoals hierboven al vermeld is ook een vergelijking gemaakt met andere, in de literatuur gevonden, validaties. Puppala et al, (2002) onderzocht de betrouwbaarheid van de Franse

Draagvermogen van geheide palen in internationale context

en Nederlandse methode voor het berekenen van het paaldraagvermogen aan de hand van 24 proefbelastingen uit de database van Federal High Way Authorities in USA. Zij concludeerden dat voor de Franse en de Nederlandse methode de verhouding Qgemeten / Qberekend respectievelijk 0,94 en 0,71 bedraagt. Deze evaluatie van de Franse en Nederlandse berekeningsmethode komt vergelijkbaar uit als de hierboven beschreven evaluatie, waarbij echter moet worden bedacht dat Puppala et al, het totale draagvermogen beschouwde en niet alleen palen in zand maar ook in klei.

CONCLUSIE AANGAANDE DE VALIDATIE

Uit de uitgevoerde analyses blijkt met betrekking tot het puntdraagvermogen dat de Franse methode betrouwbaar is, hoewel enigszins conservatief voor puntdraagvermogen (13%). Verder dat de Nederlandse en Belgische methoden het puntdraagvermogen substantieel overschatten, voor de Nederlandse methode geldt dat voor palen met meer dan 8D penetratie in zandlaag. Buitenlands onderzoek (Xu&Lehane, 2005) bevestigt dat een Ȋp = 0.6 voor Nederlandse methode beter aansluit bij de gemeten puntdraagvermogens voor palen met meer dan 8D penetratie. Het schachtdraagvermogen wordt volgens de Nederlandse en Belgische methode betrouwbaar voorspelt, waarbij echter moet worden opgemerkt dat de variatie coëfficiënt (0.36) hoger is dan waar de normen vanuit gaan bij de vaststelling van de partiële factoren. De Franse methode voor de bepaling van het schachtdraagvermogen is conservatief. Dit wordt gemiddeld 34% te laag ingeschat.

Figuur 6 Reductie factor voor de paalpuntdiameter volgens de ICPmethode.

Pile diameter

0,9 0,8 0,7 Reduction factor

Een andere evaluatie werd uitgevoerd door een onderzoeker van de University of Western Australia, (UWA) aan de hand van de gegevens van 20 proefbelastingen (Xu, 2007). Figuur 5 geeft een overzicht van de resultaten van dat onderzoek voor het paalpuntdraagvermogen, waarbij op de verticale as de verhouding Qgemeten / Qberekend is uitgezet tegen de paaldiameter op de horizontale. Xu (2005) gebruikte voor de bepaling van Qgemeten eveneens de kracht op de paalpunt bij 10%D paalpunt verplaatsing (conform CUR/rapport 229) en voor Qberekend de Nederlandse procedure voor de middeling van de conusweerstand. Verder blijkt uit dit onderzoek dat de verhouding Qgemeten / Qberekend niet afhankelijk is van de paaldiameter, althans vanaf diameter groter dan ca 300mm. Ook volgens het CUR-onderzoek werd geen diameter afhankelijkheid gevonden.

Figuur 5 Evaluatie paalpuntdraagvermogen; qb0.1 is gemeten puntweerstand bij 10%D verplaatsing en qc is de gemiddelde conusweerstand conform Koppejan, overgomen uit (Xu &Lehane, 2005).

0,6 0,5 0,4 0,3 0,2 0,1 0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

Diameter

Naar aanleiding van deze conclusies zijn mogelijke verbeteringen van de Nederlandse methode onderzocht, die gericht waren op aanpassing van de procedure voor de bepaling van de gemiddelde conusweerstand of op aanpassing van de factoren. Eerst wordt onderstaand bezien of andere internationale CPT gerelateerde methode ter bepaling van het puntdraagvermogen tot andere inzichten leiden. Met betrekking tot de bepaling van het schachtdraagvermogen werd geen verdere studie ondernomen.

Andere CPT-methoden Onderstaand wordt kort ingegaan op 2 methoden ter bepaling van het puntdraagvermogen van grondverdringende palen waarin internationaal regelmatig gerefereerd wordt. Achtereenvolgens wordt ingegaan op de methode ontwikkeld door Imperial College en door University of Western Australia. IMPERIAL COLLEGE PILE (JARDINE ET AL., 2005)

De ICP-methode (Imperial College Pile) is een

ontwerpmethode voor geheide palen. Het puntdraagvermogen voor palen in zand wordt als volgt bepaald: Qb = qb. π. D2/4 qb = qc[1 – 0.5 log (D/Dcpt)] qb = 0.3 qc for D > 0.9m Waarin is: Dcpt diameter van de gebruikte sondeerconus, qc middeling van de conusweerstand volgens de Franse methode met een voorbehoud voor gelaagde grond. De overige symbolen werden al gedefinieerd. Bij deze methode is het paalpuntdraagvermogen dus in sterke mate afhankelijk van de paaldiameter D. De reductiefactor voor de paaldiameter is uitgezet in figuur 10. De reductie factor neemt af tot 0,3 bij palen met een diameter gelijk of groter dan 0,9 m. De diameter afhankelijkheid werd niet in het CUR 229 gevonden, noch in het Xu&Lehane, (2005), althans niet vanaf een diameter in de orde van 300 mm.


7

een vergelijking van verschillende middelingsmethoden en de gemeten puntweerstand van een gedrukte paal met D=350 mm. In de linker figuur is getekend: de gemeten conusweerstand (36 mm), de gemiddelde conusweerstand volgens de Nederlandse methode (qc;avg Dutch) en de gemeten paalpuntweerstand (Jacked Pile). De overeenstemming in deze gelaagde grond is overtuigend. Uit de rechter figuur blijkt dat een middeling van de conusweerstand over 1,5 D boven en onder de paalpunt tot een veel te hoog gemiddelde leidt.

Figuur 7 Vergelijking van verschillende qc middeling methoden en de puntweerstand van een gedrukte paal in gelaagde grond (Xu&Lehane, 2005).

Ook uit onderzoek met penetratietesten in een geotechnische centrifuge met gelaagde grond blijkt dat de paalpuntweerstand op 4D boven een laag met geringe weerstand begint af te nemen en dat pas na 8D a 10D penetratie in de harde laag het effect van de bovenliggende slappe laag eindigt. Uit dit onderzoek kan worden geconcludeerd dat de Franse Methode voorgelaagde grond niet bruikbaar is en de Nederlandse het goed doet.

U WA - 0 5

Mogelijke verbeteringen

Conclusie

UWA-05 is een CPT-gerelateerde ontwerpmethode voor grondverdringende palen in Silica zand (Lehane et al. 2007, Xu et al. 2008). Volgens deze methode wordt het puntdraagvermogen voor gesloten palen als volgt bepaald: Qb = qb0.1 ¼ π ¼ D2/4 met: qb0.1/qc;av = 0.6 voor geheide palen qb0.1/qc;av = 0.9 voor gedrukte palen qc;av middeling van de conusweerstand volgens Nederlandse methode qb0.1 gemeten puntweerstand bij 10%D verplaatsing van paalpunt Deze methode maakt onderscheid tussen geheide en gedrukte palen, waarbij de factor 0,6 voor geheide palen overeenkomt met CUR-bevindingen voor diepere palen.

Deltares onderzocht de volgende mogelijke verbeteringen voor het bepalen van het puntdraagvermogen. 1. Toepassing van de Franse methode voor het bepalen van de gemiddelde conusweerstand maar met een geoptimaliseerde factor p = 0.6 (i.p.v. 0.5). Belangrijk bij deze methode is de vraag: hoe betrouwbaar is de Franse methode ter bepaling van het gemiddelde in gelaagde grond. Onderstaand wordt hier nader op ingegaan. 2. Toepassing van Nederlandse methode maar dan onderscheiden in ondiepe palen (<8D) Ȋ p = 1.0 diepe palen (>8D) Ȋ p = 0.6

De empirische ontwerp methoden op basis van de sondering voorspellen het draagvermogen van geheide palen met beperkte nauwkeurigheid. De variatiecoëfficiënt ligt in de orde van 30%. De Nederlandse methode overschat het puntdraagvermogen voor het prefab beton en gesloten stalen buispalen aanzienlijk indien de penetratie in de zandlaag meer dan 8D bedraagt. De Nederlandse methode om de gemiddelde conusweerstand voor de paalpunt te bepalen is betrouwbaard. Voor gelaagde grond is de methode gebaseerd op een middeling over 1,5 D onder en boven paalpunt niveau niet betrouwbaar. Mogelijke verbeteringen zijn: 1. In geval van homogene grond over een zone gelijk aan 8D boven en 4D onder het paalpuntniveau mag de Franse Methode worden toegepast, met een aangepaste Ȋ p = 0,6. 2. toepassing van Nederlandse methode, maar onderscheiden in ondiepe palen (<8D) en diepe palen (>8D), waarbij Ȋ p = 1,0 en respectievelijk 0,6 moet worden genomen.

BEPALING VAN GEMIDDELDE CONUSWEERSTAND

Opmerkelijk is dat de ICP methode de Franse middeling aanbeveelt en de UWA-05 de Nederlandse, terwijl beide instituten zich voor een deel baseren op dezelfde onderzoeken. Een andere punt is dat UWA-05 voor zover bekend de enige methode is die onderscheid maakt tussen het puntdraagvermogen van geheide en gedrukte palen. De verklaart mogelijk waarom de Nederlandse rekenregel voor geheide palen te optimistisch is. De Nederlandse methode werd immers mede gebaseerd op de weggedrukte paal van Plantema (1948), terwijl in praktijk dit type palen geheid wordt evenals alle de palen in de Deltares proefbelastingdata-base.

8


De vraag is: welke gemiddelde conusweerstand is representatief voor de paalpuntweerstand. Is de relatief eenvoudige Franse methode voldoende betrouwbaar en wordt het onderscheid tussen diepe en ondiepe palen alleen geïntroduceerd door de methode Koppejan, waarbij de conusweerstand tot 8D boven paalpunt in de middeling wordt betrokken of draagt die conusweerstand daadwerkelijk bij aan de puntweerstand. In het verleden hebben meerdere onderzoekers zich gericht op dit schaaleffect (Plantema, 1948 en De Beer 1965). Overtuigend bewijs van de juistheid van de Nederlandse 4D/8D methode wordt gevonden in Xu&Lehane, (2005). Figuur 11 geeft

Hoe nu verder? Het CUR-onderzoek betrof alleen geheide prefab beton en gesloten stalen buispalen. Van andere systemen zijn geen of onvoldoende kwalitatief goede proefbelastingen aangeleverd om een vergelijkbaar onderzoek te doen. Bekend is dat de meeste factoren voor de andere paalsystemen zijn afgeleid uit vergelijking met de prefab beton palen en niet zijn gebaseerd op een betrouwbare

Draagvermogen van geheide palen in internationale context

serie proefbelastingen. Dat wil zeggen dat het beeld nu nog niet compleet is. De betreffende NEN-commissie, die verantwoordelijk is voor de NEN-EN norm voor paalfunderingen heeft in een artikel in nummer 1 van jaargang 15 van Geotechniek aangegeven hoe zij om zal om gaan met de resultaten van het DelftCluster/ CUR-onderzoek (Hannink & Seters, 2010)

Literatuur – CUR-rapport 229 – Axiaal draagvermogen

van palen. CUR, Gouda 2010 – Bustamante.M&Gianeselli.L (1982). Pile

bearing capacity prediction by means of static penetrometer CPT. Second European Symposium on Penetration Testing, Amsterdam, 24-27 May 1982. – DeBeer.E (1965). De invloed van de dwarsafmetingen van een paal op de puntweerstand. De Ingenieur jaargang 77 (no.3, 15 jan. 1965): B1-21. – De Ruiter. J. and Beringen F.L. (1979) Pile foundations for large North Sea structures. Marine Geotechnology 3. – Fascicule62-V (1993). Regles Techniques de Conception et de Calcul des Fondations

des Ouvrages de Genie Civil – Fran– Roger. Cacul des fondations superficielles

et profondes. Presses de l’Ecole Nationale des Ponts et Chaussées. 141 p. – Hannink, G. en A.van Seters, (2011) Eurocode 7 en Nationale norm NEN 9997-1, Draagkracht van palen, Geotechniek, nr ??? – Jardine.R.J., Chow.F.C., Overy.R.F. and Standing.J.R. (2005). ICP design methods for driven piles in sand and clays. Thomas Telford, London, 97. – Lehane, B.M, Scheider, J.A., and Xu.X (2007). Development of the UWA-05 design method for open and closed driven piles in siliceous sand. Contemporary Issues in Deep Foundations, ASCE GSP 158, Geo Denver 2007, 1-10. – Plantema, G. (1948). Results of a special loading test on a reinforced concrete pil, a so-called pile sounding, interpretation of the results of deep soundings, permissible pile loads an extende settlement observations. Second International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Rotterdam 1948. – Puppala, A.J., E.Wattanasanticharoen, L.R.Hoyos, R. Satyanarayana (2002). Use of

Cone Penetration Test (CPT) Results for Achúrate Assessments of Pile Capacities. Ninth Internacional Conference on Piling and Deep Foundations, Nice, Presse de l’Ecole Nationale des Pont et Chaussées, p 575-581. – W.C.van Mierlo & A.W.Koppejan (1952). Lengte en draagvermogen van heipalen; vaststelling hiervan en enige daarbij verkregen ervaringen. Bouw nr.3 1952 (19 januari). – X. Xu & B.M. Lehane (2005). Evaluation of end-bearing capacity of closed-ended pile in sand from cone penetration data. Frontiers in Offshore Geotechnics: ISFOG 2005 – Gourvenec & Cassidy (eds). – Xu Xiangtao (2007) Investigation of the end bearing performance of displacement piles in sand. PhD dissertation University of Western Australia. – X. Xu & J.A. Schneider & B.M. Lehane (2008). Cone penetration test (CPT) methods for end-bearing assesment of open- and closedended driven piles in siliceous sand. Canadian Geotechnical Journal 45: 1130-1141.


9

In de afgelopen jaren is door een CUR/Delft Cluster commissie gewerkt aan een breed gedragen ontwerprichtlijn die een substantiële verbetering geeft bij het voorspellen van vervormingen en krachten in de constructie in geval van ‘door grond horizontaal belaste palen’. De nu verschenen CUR publicatie is het resultaat hiervan en geeft o.a. een aantal aanbevolen ontwerpmethoden die zullen worden toegelicht.

CUR Publicatie 228, Ontwerprichtlijn ‘Door grond horizontaal belaste palen’ Inleiding De CUR ontwerprichtlijn 228 ‘Door grond horizontaal belaste palen’ [1] is in het voorjaar van 2010 beschikbaar gekomen. De eerste indrukken zijn dat de ontwerprichtlijn voorziet in een behoefte. Dit is ook niet zo verwonderlijk aangezien er tot op heden geen goede ontwerprichtlijn beschikbaar was en dit bij ieder project waar deze problematiek speelt opnieuw tot discussie tussen opdrachtgever, ontwerper en aannemer leidde.

beeld landhoofden en geluidsschermen, maar ook bebouwing naast een ophoging. Daar waar de voorspellingen niet juist zijn uitgevoerd of er te weinig rekening is gehouden met de onzekerheden zijn schadegevallen ontstaan (figuur 1). De schade varieert 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.

Al in 2003 is gestart met het Delft Cluster kennisprogramma ‘Nieuw perspectief voor fundering en bouwputten’ met als doel om de voorspelbaarheid van gronddeformaties te verbeteren. De aanleiding hiervoor was dat er tot heden nog relatief weinig kennis is van de horizontale vervormingen die gepaard gaan met de primaire en seculaire zettingen. Een veel voorkomend probleem hierbij is de voorspelling van de invloed van horizontale grondvervormingen op de paalgefundeerde constructies, zoals bijvoor-

In 2006 is het Delft Cluster onderzoek ‘door grond horizontaal belaste palen’ ondergebracht in de CUR-commissie H408 waarin aannemers, ingenieursbureaus, opdrachtgevers en onderzoeksinstellingen hun krachten hebben gebundeld om dit onderwerp verder te onderzoeken. Het doel van de CUR-commissie was het verbeteren van de voorspelling van de vervormingen en krachten in de constructie als gevolg van horizontale vervormingen in de ondergrond door met name ophogingen. We kunnen concluderen dat

ir. R.S. Beurze Volker InfraDesign voorzitter van CUR commissie H408 ing. A. Feddema Deltares secretaris CUR commissie H408

met het beschikbaar komen van de ontwerprichtlijn aan de doelstelling is voldaan waarbij optimaal gebruik is gemaakt van de beschikbare informatie en metingen. In de toekomst zal met het beschikbaar komen van resultaten van nieuwe langeduurmetingen (bijv. vanuit het Geo-impuls programma) en de doorgaande ontwikkeling van de rekenmodellen een verdere verbetering van de ontwerprichtlijn mogelijk zijn. In [2] is verslag gedaan van de tussenstand. In dit artikel wordt het eindresultaat van de CUR-commissie toegelicht.

Werkwijze CUR commissie Als eerste stap is een (internationale) literatuurstudie uitgevoerd om de bestaande ontwerpmethoden in kaart te brengen. Naast dat dit een goed overzicht geeft van de beschikbare methoden heeft dit ook een nog relatief onbekende methode uit Frankrijk opgeleverd, de methode Bourgues & Mieussens [3]. Vervolgens is een aantal beschikbare velden centrifugeproeven geanalyseerd om de geschiktheid van bestaande rekenmethoden te toetsen. Hierbij moet worden opgemerkt dat er een beperkt aantal goed gedocumenteerde velden centrifugeproeven beschikbaar is. Een speciaal voor dit onderzoek uitgevoerd geocentrifugeonderzoek is een nuttige aanvulling op reeds bestaande veldmetingen gebleken. Op basis van de analyses is de rekenmethodiek verbeterd om hiermee de nauwkeurigheid van de voorspellingen te vergroten. De verbeterde rekenmethoden zijn ingedeeld en vastgelegd in een aantal aanbevolen rekenmethoden waarbij de complexiteit is onderscheiden van ‘eenvoudig’ tot ‘uitgebreid’.

Bestaande ontwerpmethoden

Figuur 1

10


De ontwerpmethoden voor het analyseren van dit grond-constructie-interactie probleem kunnen grofweg in twee hoofdgroepen worden onderscheiden, zie figuur 2: Groep 1 waarbij de horizontale gronddeformatie in een apart model wordt bepaald dat dient

als invoer voor een model waarin de paal is gemodelleerd als verend ondersteunde ligger. Groep 2 waarbij grond en paal in één systeem zitten. Uit de bestaande ontwerpmethoden is een selectie gemaakt van methoden/modellen die binnen het onderzoek zijn getoetst aan een aantal beschikbare veldmetingen en de centrifugeproeven. Deze methoden/modellen zijn: Groep 1: Grond en Palen gesplitst Voor de bepaling van het horizontaal grond gedrag: methode Van IJsseldijk-Loof (analytisch methode op basis van de elasticiteitstheorie); methode Bourges & Mieussens (empirische methode uit Frankrijk); 2D eindige elementen modellen (Plaxis Soft Soil, Hardening Soil en Soft Soil Creep). Voor het bepalen van het paalgedrag: Mpile (verend ondersteunde ligger); Msheet of Mhorpile (verend ondersteunde ligger).

Figuur 2 Figuur 3

Groep 2: Grond en Palen in één model

2D eindige elementen model (Plaxis; paal geschematiseerd als doorgaande wand);

3D eindige elementen model (Plaxis). In de CUR-commissie is ook aandacht besteed aan de invloed van kruip en scheurvorming op het paalgedrag van een (prefab) betonpaal. Er is 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 verminderde stijfheid door 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 grond horizontaal belaste paal met grote inklemmingsmomenten als gevolg. In de praktijk zal de inklemming vrijwel nooit 100% zijn.

Selectie cases Een aantal cases waarbij alleen de gronddeformaties zijn gemeten zijn ook zeer waardevol gebleken voor het onderzoek. Immers, als de horizontale gronddeformaties slecht kunnen worden voorspeld is de voorspelling van het gedrag van de paal ook slecht. Daarnaast is uit de literatuurstudie reeds gebleken dat het aantal bruikbare cases waarin zowel aan grond als aan

palen is gemeten zeer beperkt zijn.

Analyse cases

De gebruikte velden centrifugeproeven zijn: Cases met alleen gronddeformaties: No-Recess proefterp HW1 Betuweroute km 16.7

HORIZONTALE DEFORMATIES

Cases met zowel gronddeformaties als grond-constructie-interactie: Geocentrifugeproef GeoDelft; gronddeformaties en bepaling van de buigende momenten van een messing paal ingeklemd aan de kop waarbij palen op verschillende momenten in het ophoogproces zijn geïnstalleerd in de teen van een model van een 5 m hoge ophoging op een 10 m dik pakket slappe klei, zie figuur 3. CIAD-proef Europaboulevard; gronddeformaties en bepaling van de buigende momenten in de fundatiepalen in een keermuur. De momenten in de paal zijn op verschillende niveaus bepaald met rekstroken; 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. De vervorming van de palen is bepaald met in de palen opgenomen hellingmeetbuizen.

Uit de resultaten van de cases blijkt dat de methode Van IJsseldijk-Loof alleen tot redelijke voorspellingen van de horizontale deformaties leidt als de situatie goed aansluit bij de randvoorwaarden (uniforme grondopbouw, ongedraineerd en grotendeels elastisch, d.w.z. als de stabiliteit van het grondlichaam relatief groot is; bijvoorbeeld Bishop stabiliteit > 1,6) Met de methode Bourges & Mieussens worden goede resultaten geboekt met de berekening van de horizontale grondvervorming. Deze methode is wat de grondvervormingen betreft completer dan de methode Van IJsseldijk en Loof, omdat naast de stijfheid van de grond ook de stabiliteit van de terp wordt meegenomen. Een nadeel ten opzichte van de methode Van IJsseldijk-Loof is dat geen gronddrukverhogingen kunnen worden bepaald waaruit de belasting op een paalfundering volgt. Verder moet er nog meer praktijkervaring worden opgedaan met deze methode. Uit de analyse van de cases is gebleken dat het


11

Plaxis Soft Soil Creep-model het meest geschikt is als eindige elementenmodel voor de voorspelling van horizontale gronddeformaties in slappe grond. Bij het toepassen van het Soft Soil Creep-model is het – op de juiste manier – afleiden en toepassen van de materiaalparameters c’, ϕ' en M van groot belang. De horizontale verplaatsing wordt 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 bepaalt. Binnen het Soft Soil Creep-model wordt als default instelling K0nc en M bepaald uit de hoek van inwendige wrijving ϕ' van de grond, volgens [4]:

Een te lage waarde voor ϕ' (bijvoorbeeld uit celproeven of de 2% of 5% rekgrens uit triaxiaalproeven) leidt tot een relatief hoge waarde voor K0nc. Hierdoor wordt M relatief laag, en de vervorming te groot. Beter is het om de K0nc en daarmee ook M rechtstreeks in te voeren. Uit de cases No-Recess en Betuweroute blijkt dat de bepaling van K0nc en M uit K0-CRSproeven tot goede resultaten leidt. Als er geen laboratoriumgegevens beschikbaar zijn kunnen de volgende waarden worden gehanteerd: Veen 0,25 < K0nc < 0,35 Klei 0,35 < K0nc < 0,5 Zandige klei 0,45 < K0nc < 0,55 Er is grote terughoudendheid geboden bij het toepassen van cohesie in het Soft Soil Creepmodel, vooral bij lage spanningen. Dit in verband met ongewenste effecten van cohesie op het model. Het SSC-model kan daarom niet in de toplagen worden toegepast. Hiervoor wordt

Figuur 4

12


aanbevolen om het Mohr-Coulomb model toe te passen.

Voor grotere h.o.h. afstanden wordt aanbevolen om S * diameter paal als maximum te hanteren, met modelfactor S = 8.

VERENMODELLEN

Als verenmodellen worden gebruikt bij de bepaling van de vervormingen en krachten in de constructie, is de voorspellingskracht sterk afhankelijk van de beddingconstanten. De beddingconstanten op basis van de tabellen van Van IJsseldijk-Loof en op basis van Ménard scoren vrij slecht. De beste resultaten worden verkregen door de beddingconstante af te leiden volgens de methode CIAD/Begemann-De Leeuw. Hiervoor is het nodig om de ongehinderde horizontale gronddeformatie te bepalen en tevens de (maximale) gronddruk bij volledige verhindering (oneindig stijve paal). Dit resulteert in een paalbelasting gelijk aan nul als de paal net zoveel beweegt als de grond en een maximale paalbelasting als de grond volledig wordt verhinderd door de paal.

Deze modelfactor dient niet te worden verward met de schelpfactor die wordt gebruikt om de meewerkende breedte van een individuele paal te bepalen. Door het modelleren van een paal als wand in een 2D-model wordt het stromen van grond langs de paal verhinderd. Uit de analyse van de cases is gebleken dat het gebruik van een schelpfactor in een 2D-aanpak tot grote modelleringfouten leidt. Om het effect van deze modelleringfout te ondervangen is een modelfactor S geïntroduceerd voor de 2D-aanpak. In feite is de modelfactor S gelijk aan de schelpfactor maal een correctiefactor voor de fouten die worden geïntroduceerd door de 2D-aanpak. Een volledige 3D berekening leidt tot de beste voorspelling van paalverplaatsingen en krachten in de palen.

EINDIGE ELEMENTEN METHODE

Opmerking

De voorspellingskracht van de 2D modellen, waarbij de palen als wand zijn gemodelleerd, valt of staat met de keuze van de modelfactor die wordt gebruikt om de stijfheid van een individuele paal te ‘vertalen’ naar een wandstijfheid in het 2D model. Uit de geanalyseerde cases blijkt dat bij paalgroepen (bijv. keermuren of landhoofden) de equivalente paalstijfheid in Plaxis 2D het beste kan worden bepaald door de paalstijfheid te delen door de hart-op-hart (h.o.h.) afstand van de palen, zie figuur 4. Oftewel:

In het CUR-rapport 228 zijn de onderzochte cases uitgebreid beschreven en geven daarmee veel achtergrond informatie. De onderliggende onderzoeksrapporten zijn voor geïnteresseerden eveneens te raadplegen.

Dit is een goede modellering tot h.o.h. afstanden van de palen van ongeveer 8 * diameter paal.

Figuur 5

Aanbevolen ontwerpmethoden Op basis van de onderzochte cases is een aantal ontwerpstrategieën opgesteld. In de ontwerpstrategie wordt onderscheid gemaakt tussen de belasting op de paal door horizontale gronddeformaties en door externe krachten. Deze laatste categorie werkt over het algemeen op de paalkop en bestaat onder andere uit remkrachten, temperatuurbelasting, enzovoort. Veelal wordt een gesplitste berekeningsaanpak gehanteerd: de geotechnisch adviseur analyseert met een

CUR Publicatie 228, Ontwerprichtlijn ‘Door grond horizontaal belaste palen’

Bovenste meter: reduceren

Beddingsconstanten vlg. Ménard

Axiale veerstijfheid vlg. E N 6743

Figuur 6

grondmodel de effecten van gronddeformaties. De constructeur berekent met behulp van een constructiemodel de invloed van de externe krachten. De interactie is weergegeven in figuur 5. De stappen in de ontwerpberekeningen zijn als volgt: 1. Bepalen van de ongehinderde grondvervorming. 2. Bepalen van de restvervorming na installatie van de funderingspalen. 3. Bepalen van de (paal)krachten en vervormingen 4. Analyseren van de op de constructie werkende externe krachten. 5. Samenstellen van de resultaten. 6. Toetsing van de resultaten. De ontwerpstrategieën zijn in drie categorieën verdeeld: ‘Eenvoudig’, waarbij gebruik wordt gemaakt van ongehinderde grondvervormingen op basis van Van IJsseldijk-Loof of Bourges & Mieussens en vervolgens verenmodellen voor de grondconstructie-interactie. ‘Tussenweg’, waarbij de ongehinderde grondvervorming wordt bepaald met Plaxis 2D en er voor de grond-constructie-interactie gebruik wordt gemaakt van een verenmodel of Plaxis 2D. ‘Uitgebreid’, waarbij zoveel mogelijk een geïntegreerde 3D berekening wordt gemaakt (met Plaxis 3D).

Voorbeeld landhoofd – ‘Tussenweg’ Ter illustratie van de ontwerpstrategie ‘Tussenweg’ worden de stappen doorgenomen die gevolgd kunnen worden bij het berekenen van een hooggelegen landhoofd (zie figuur 6) met aansluitend een aardebaan.

Figuur 7

STAP 1: BEREKENING ONGEHINDERDE VERVORMING MET PLAXIS 2D

Als kruip van de grond een rol speelt, wordt gebruik gemaakt van het Soft Soil Creep-model. Hierbij wordt speciale aandacht gevraagd voor de juiste keuze van de modelparameters. Het wordt aanbevolen om de met Plaxis berekende restzetting te ijken aan een zettingberekening (MSettle) en de orde van grootte van de horizontale deformaties te controleren met Bourges & Mieussens. STAP 2: HET BEPALEN VAN HET MOMENT VAN INSTALLEREN VAN DE PALEN

Dit is een iteratief proces en afhankelijk van vele factoren; mogelijke wachttijd, het type funderingspaal, de duurzaamheideisen, de sterkte, enzovoort

Figuur 8

STAP 3: BEREKENING VAN DE GRONDCONSTRUCTIE-INTERACTIE MET PLAXIS 2D

In het Plaxis 2D model worden de palen als wand gemodelleerd. De stijfheid van de palen wordt als volgt gemodelleerd:

strekkende meter. De ‘werkelijke’ paalmomenten worden verkregen door ze te vermenigvuldigen met de h.o.h. afstand van de palen (of 8*D als dit als maximum is gehanteerd):

Mpaal, werkelijk [kNm] = Mpalenrij, Plaxis [kNm/m] * h.o.h. afstand palen [m] Als modelfactor * diameter paal (S * D, zie hierboven) wordt hierbij dus de h.o.h.-afstand tussen de palen gehanteerd. Dit is een goede modellering tot h.o.h. afstanden van de palen van ongeveer 8 * Diameter paal (8*D). Voor grotere h.o.h. afstanden wordt aanbevolen om 8 * diameter paal als maximum te hanteren, dus in dat geval:

De door Plaxis berekende paalmomenten zijn per

STAP 4: ANALYSE VAN EXTERNE KRACHTEN

In dit voorbeeld worden de op het landhoofd werkende externe krachten (oplegkrachten vanuit het dek) geanalyseerd met een verenmodel. Het wordt aanbevolen om de beddingconstanten volgens Ménard te gebruiken, zie figuur 7. Opgemerkt wordt dat het modelleren van de palen door middel van puntveren aan de onderkant van het landhoofd niet juist is. Het model geeft bij horizontale verplaatsingen geen momenten in de palen. Tevens geeft het ook


13

geen accuraat beeld van het horizontaal gedrag. Voor een juiste modellering met behulp van een verenmodel zullen de palen met veren langs de palen geschematiseerd moeten worden, zie figuur 8. Dit kan met modellen zoals MPile, Scia Engineer of gelijkwaardig. STAP 5 EN 6: SAMENSTELLEN VAN DE RESULTATEN EN TOETSING

De krachten en vervormingen uit de analyses van stap 3 en 4 dienen samengesteld te worden. Veelal is het kopmoment en het inklemmingsmoment in de diepere zandlaag of het veldmoment in de slappe laag van belang. Hierbij dient rekening gehouden te worden met de richting van de vervormingen en krachten en of het lange duur dan wel korte duur belastingen zijn. Voor de toetsing van de sterkte en duurzaamheid dienen de vigerende normen te worden toegepast.

Conclusie Met het CUR-rapport 228 is een breed gedragen ontwerprichtlijn beschikbaar gekomen dat een

14


substantiële kwaliteitsverbetering geeft bij het voorspellen van de vervormingen en krachten in de constructies. Het volgende is zoal bereikt: In het rapport is een aantal aanbevolen rekenmethoden vastgelegd, variërend van ‘Eenvoudig’ tot ‘Uitgebreid’. De vrij onbekende methode ‘Bourgues & Mieussens’ is geïntroduceerd voor de bepaling van de ongehinderde grondvervorming met goede resultaten. Helderheid is verschaft betreffende het omgaan met de beddingconstanten bij verenmodellen. Een modelfactor is bij Plaxis 2D berekeningen geïntroduceerd voor de schematisatie van de paalstijfheid. Er is helder gemaakt dat deze factor niet gelijk is aan de hiervoor veelvuldig gebruikte schelpfactor. Concrete aanbevelingen zijn opgenomen betreffende het gebruik van de grondmodellen in Plaxis, met name voor het Soft Soil Creepmodel.

De grond-constructie-interactie en de wijze van modelleren hiervan is uitgebreid beschreven. Als commissie hopen wij dat het CUR rapport 228 zijn plek zal krijgen in de ontwerppraktijk van zowel de geotechnisch adviseur als de constructeur die met ‘door grond horizontaal belaste palen’ te maken krijgen.

Literatuur [1] CUR rapport 228, Ontwerprichtlijn ‘Door grond horizontaal belaste palen’, DC/CUR, Gouda, 2010. [2] Feddema, A., CUR-commissie H408 ‘Door grond horizontal belaste palen’ – de tussenstand, Geotechniek, 12e jaargang, nr. 5, december 2008. [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.

Grip op grond Met sterke producten van een ervaren partner in geotechniek • Stabiele (bouw)wegen ➞ Enkagrid® MAX voor grondstabilisatie • Steile grondlichamen ➞ Enkagrid® PRO voor grondwapening • Erosievrije oevers en taluds ➞ Enkamat® voor erosiepreventie • Waterafvoer op maat ➞ Enkadrain® voor drainage • Bouwrijpe grond ➞ Colbonddrain® voor grondconsolidatie

Colbond bv • tel.: 026 366 4600 • fax: 026 366 5812 • [email protected] • www.colbond.com • www.colbond-geosynthetics.nl

Precies ontworpen. Precies zo gebouwd. HUESKER ingenieurs ondersteunen u bij het ontwerp en de realisatie van uw bouwprojecten. Veelomvattende knowhow en jarenlange ervaring zijn de basis voor een betrouwbare uitvoering en zorgen voor een soepel verloop van de werkzaamheden. Uw kunt steunen op de producten en oplossingen van HUESKER.

HUESKER geokunststoffen – betrouwbaar door ervaring. FUNDERING LANDHOOFD OP GEWAPENDE GROND

Fortrac® geogrids is de wapening voor de op staal gefundeerde landhoofden

www.huesker.com Agent voor Nederland CECO B.V. [email protected] Tel.: 043 - 352 76 09

HUESKER Netherlands [email protected] Tel.: 073 - 503 06 53

van kunstwerk B en O in de N242 bij Alkmaar

GEOTECHNIEK GEOTECHNIEK

WEGENBOUW WEGENBOUW

WATERBOUW WATERBOUW

MILIEUTECHNIEK MILIEUTECHNIEK


15

Ing. Constant Brok, HUESKER Synthetic GmbH

KANSEN VOOR OPDRACHTGEVERS EN BOUWBEDRIJVEN Ontlastingsconstructies A73 nabij Roermond (2006-2007)

Ontlastingsconstructies met Fortrac geogrids: een betrouwbare en bewezen oplossing ®

In het deeltrace van de A73 rondom Roermond is bij de kunstwerken 29, 30, 31 en 43 over een beperkte hoogte een gronddrukontlasting gecreerd. De kunstwerken hebben vooral bovenin een bepaalde gronddruk nodig. Vanwege temperatuurschommelingen in de constructie kan deze gronddruk in de betonwanden te hoog worden en is er over een bepaalde hoogte ontlasting nodig. In samenspraak met de constructeur is de locatie en de omvang van de ontlasting bepaald. Tevens is hier gekozen om de ontlastspleet van 10 cm te vullen met een samendrukbaar materiaal welke geen belasting door geeft. Het principe van de ontlastingsconstructie is weergegeven in nevenstaande figuur 1, en figuur 2 geeft de opbouw weer.

Ontlastingsconstructies in A2 Eindhoven (2007-2009) In het project A2 Eindhoven zijn 6 kunstwerken waarbij de ongelijkvloers kruisende

Gewapende grondconstructies worden steeds meer en meer geaccepteerd als volwaardige constructies in de grond- weg- en waterbouw. Bij optimalisaties van kunstwerken wordt de inzet van ontlastingsconstructies met gewapende grond gezien als een bewezen techniek. Hierbij moet gedacht worden aan het wegnemen van de gronddruk op het kunstwerk bij a-symetrische belastingssituaties of weghalen van de gronddruk als gevolg van temperatuurvariaties in de constructie. Voor de berekening van de ontlastingsconstructies zijn zowel in binnen en buitenland richtlijnen beschikbaar, zoals de Nederlandse CURrichtlijn 198. Hier volgen enkele voorbeelden uit de Nederlandse markt.

wegen een scherpe (niet haakse) hoek met elkaar maken. Het betreft de kunstwerken 1, 5, 6, 7, 21 en 34A/B, die op palen gefundeerd zijn. Door de scherpe hoek zijn de grondaanvullingen voor het talud tegen de betonconstructie ongelijkmatig. Bij een klassieke uitvoering zou dit een ongelijkmatige horizontale gronddruk geven, die zou resulteren in een globaal moment in het horizontale vlak, werkend op de constructie. Dit is niet gewenst. Door de grondaanvulling uit te voeren in gewapende grond onder 90° en deze op circa 0,10 m vanaf de betonconstructie te bouwen wordt dit globale moment voorkomen. Een groot bijkomend voordeel van de ontlastconstructie is het reduceren van horizontale krachten op de fundering. De gewapende grondconstructie is opgebouwd uit horizontalegecertificeerde Fortrac TP® geogrid wapeningslagen met een laagdikte van 0,60 m en deze geogrids worden terugverankerd. De treksterkte en verankeringslengte kan per laag variëren. Het principe van de ontlastconstructie is weergegeven in figuur 3 en figuur 4 geeft de opbouw.

Ontlastingsconstructie nieuwbouw hoofdkantoor BP te Rotterdam (2010) Tegen de nieuwbouw van het hoofdkantoor van BP wordt een grondwal aangelegd om een mogelijke drukgolf als gevolg van een explosie in de raffinaderij over het gebouw heen te leiden. Deze grondwal heeft een varierende hoogte van 3 tot 14,5 m en wordt

Conclusie Met Fortrac® geogrids gewapende grond als ontlastingsconstructie levert meerwaarde bij het ontwerpen en optimaliseren van kunstwerken, zoals uit diverse praktijkvoorbeelden is gebleken.

op minimaal 0,5 m gebouwd van de voorstaande betonwand. Deze betonwand is niet berekend op gronddrukken. Om die reden wordt er een ontlastingsconstructie gebouwd. Aan de bovenzijde wordt de ontstane kier afgesloten met een betonplaat en afgedekt met een laag grond. De ontlastconstructie volgt het gebouw, heeft daardoor meerdere hoeken en is gevarieerd in hoogte. Figuren 5 en 6 geven een beeld van de omvang en bouw van de ontlastconstructie.

Ontlastingsconstructie KW540 Hanzelijn (2010) Bij de schuine ongelijkvloerse spoorkruising KW540 in de Hanzelijn is het principe gehanteerd om de a-symetrische gronddruk weg te halen van de betonwand daar waar het nodig is. Een extra moeilijkheid hierbij is een treinbelasting direkt op de ontlastconstructie van gewapende grond. Omdat de ondergrond sterk zettingsgevoelig is en vanwege restzettingscriteria voor de spoorbaan en het risico van het scheef zakken van de ontlastingsconstructie richting de betonwand is de ontlastingsconstructie gebouwd op een zettingsvrije paal-matras constructie. Hier is een combinatie gemaakt van 2 constructies met geogrids. Het principe van de ontlastconstructie is weergegeven in figuur 7, en figuur 8 geeft de opbouw weer. Agent voor Nederland: CECO B.V. [email protected] Tel. 043 - 352 76 09

H U E S K E R Benelux [email protected] Tel. 073 - 503 06 53 www.huesker.com

Figuren: HUESKER


17

Door een betere benutting van de bestaande fundering van de Westerlaantoren in Rotterdam is het mogelijk daar enkele verdiepingen bovenop te plaatsen. Een goed staaltje van de samenwerking tussen de geotechnische en constructieve disciplines. Ir. Michel Schamp Aronsohn Constructies raadgevende ingenieurs bv

Een tweede leven voor de Westerlaantoren Eind jaren negentig kwam multinational Vopak met het voornemen om hun toenmalige kantoorpand, bestaande uit een kantoortoren en een aangrenzende langwerpige laagbouw aan de Westerlaan te Rotterdam te renoveren. Omdat Aronsohn verantwoordelijk was voor het constructieve ontwerp van de toren en de bijbehorende laagbouw werd ons de vraag gesteld of het mogelijk was om de toren op te hogen naar een hoogte van ongeveer 70 meter. De laagbouw moest gaan dienen als het nieuwe hoofdkantoor en zodanig worden aangepast dat de organisatie van Vopak er duurzaam en comfortabel kon worden gehuisvest. De toren zou worden gerenoveerd tot een kantooren woontoren. Tevens zou er een ondergrondse parkeergarage deels onder het Westerpark en deels onder de Westerlaan moeten komen voor de werknemers van Vopak en de toekomstige bewoners van de toren. De laagbouw is uiteindelijk vrijwel volledig vernieuwd en in 2004 in gebruik genomen. De ondergrondse parkeergarage is in 2008 gerealiseerd en als alles volgens planning verloopt, zal medio 2012 de Westerlaantoren worden opgeleverd. De aandacht in dit artikel gaat uit naar de renovatie en uitbreiding van de toren. Vanaf het initiatief in 1999 tot het definitieve ontwerp in 2008 zijn diverse varianten onderzocht. Er is zelfs overwogen om de toren volledig te slopen. Het bleek uiteindelijk toch economisch voordeliger om de toren grotendeels te handhaven en uit te breiden. Het definitieve ontwerp bestaat uit een commerciële laag op de begane grond, kantoren van de 1e tot en met de 10e verdieping en woningen van de 11e tot en met de 19e verdieping. Op het dak staan enkele installaties voor de woningen en een installatie voor het gevelonderhoud onder een koepelvormige kap. In de kelder bevindt zich een doorgang naar de parkeergarage, de bergingen voor de woningen en de klimaatinstallaties voor de kantoren. Om het vloeroppervlak van de woningen te vergroten zijn er balkons voorzien aan de gevels. De bestaande constructie bestaat uit in het werk gestorte betonvloeren, balken, kolommen en

18


Figuur 1

kernen. De bestaande toren heeft een nagenoeg vierkante plattegrond waarbij het vloeroppervlak van de 1e tot en met de 4e verdiepingsvloer groter is door de uitkragende en daarom verdikte vloeren. Boven de 4e verdiepingsvloer zijn de vloeren nagenoeg identiek tot en met de 16e verdiepingsvloer met een grondvlak van circa 32,5 bij 32,5 m2. De dakvloer bevindt zich op ongeveer 61 meter boven het maaiveld en was ontworpen als landingsplaats voor een helikopter. De verticale belastingen worden gedragen door 220 mm dikke in het werk gestorte vloeren, rustend op betonnen balken die de belasting afdragen naar een binnenring van 20 kolommen met afmetingen 550x1000 mm2 en kolommen in de gevel van 500x750 mm2. Onder de 4e verdiepingsvloer worden de kolommen zwaarder; resp. 700x1000 mm2 en 500x860 mm2. De stabiliteit wordt verzorgd door een centrale kern die een duidelijk sterke en zwakke richting kent. Tot de 4e verdiepingsvloer bevinden zich in de gebouwhoeken betonnen schijven die ook een bijdrage leveren in de stabiliteit. Onder het gehele gebouw bevindt zich een

2 meter dikke gewapende betonnen plaat die de verticale en horizontale belastingen afdraagt naar de paalfundering. Er zijn in totaal 375 palen met een schachtmaat 400x400 mm2 en een verzwaarde punt van 530x530 mm2 toegepast. Om de toren te verhogen van 61 meter naar 76 meter en de vloeren geschikt te maken voor hun kantoor- of woonfunctie was het nodig om het gebouw tot op het betonnen casco te strippen en de 15e tot en met de 17e verdiepingsvloer te verwijderen. Ook de uitkragende 1e tot en met 4e verdiepingsvloeren zijn grotendeels verwijderd. De uitbreiding van de constructie van de toren bestaat uit 5 nieuwe verdiepingsvloeren en de stalen koepelvormige dakopbouw. De balkons worden aan de constructie gehangen door middel van een staalconstructie en zijn zo licht mogelijk uitgevoerd. Zie figuur 2. De verhoging van de toren betekent een toename van de totale verticale belasting in de uiterste grenstoestand van ongeveer 14% ten opzichte van de oude situatie. De windbelasting op de hogere en door de balkons deels bredere gevel geeft een

Figuur 2

moment op de fundering dat ongeveer 60% groter is dan het oorspronkelijke windmoment. De uitdaging in het ontwerp was duidelijk. Hoe kunnen we op een constructief verantwoorde manier de hogere verticale en horizontale belastingen op laten nemen door de bestaande constructie en indien dat niet mogelijk is welke maatregelen kunnen we dan nemen die passen binnen de programmatische en financiële randvoorwaarden en waardoor de constructie voldoet aan de huidige eisen voor nieuwbouw uit het Bouwbesluit. Gezien de dikte van de funderingsplaat was het al snel duidelijk dat het bijplaatsen van palen niet tot de mogelijkheden behoorde. Als het noodzakelijk was geweest om de bestaande paalfundering te moeten aanpassen dan was het project financieel niet haalbaar. Eerst moest er duidelijkheid komen over de draagkracht van de palen. Alle maatregelen zijn er op gericht om de extra belasting op te palen zoveel mogelijk te spreiden en te verdelen over zoveel mogelijk palen. Hiervoor zijn diverse varianten onderzocht. Al snel bleek dat zonder aanvullende maatregelen spanningen in de betonconstructie en toelaatbare paalbelastingen zouden

Figuur 3

worden overschreden. Uiteindelijk zijn de volgende onderzoeken gedaan en maatregelen getroffen: De bestaande paalfundering is opnieuw doorgerekend op basis van de huidige geotechnische normen. De kernwanden in de kelder zijn verzwaard om een gelijkmatige verdeling van de verticale belastingen op de palen rondom de kern te krijgen en om de hogere windbelasting op te kunnen nemen. De centrale kern boven de begane grond is verzwaard om de hogere windbelasting op te nemen De schijven die zich in de hoeken van de gebouwen bevinden zijn doorgetrokken tot de 20e verdiepingsvloer. En als meest in de oog springende maatregel is een zogenaamde outriggerconstructie toegepast. Op basis van de bestaande sonderingen heeft de funderingsadviseur, Tjaden Grondmechanica, een herberekening gemaakt om het draagvermogen van de palen volgens de huidige normen te bepalen. Hieruit bleek al snel dat er behoorlijk wat reserve in de capaciteit van de palen aanwezig was.

Het oorspronkelijk berekende paaldraagvermogen was door het toenmalige Laboratorium voor Grondmechanica berekend op ongeveer 1000 kN. In deze waarde zitten de belastingfactoren min of meer al verwerkt zodat onze verwachting was dat volgens de huidige normen er zeker een hogere waarde voor het paaldraagvermogen haalbaar was. Na herberekening van de oorspronkelijke sonderingen bleek dat in de uiterste grenstoestand waardes voor het paaldraagvermogen tot zelfs 2000 kN konden worden gehaald. De maximale belasting in de uiterste grenstoestand op de palen bedraagt maximaal 1450 kN en uiteindelijk bleek dat nergens sprake was van een overschrijding van de toelaatbare paalbelasting. In het palenplan in figuur 3 valt op dat de palen behoorlijk dicht op elkaar staan; hart op hart 1450 mm, ongeveer 2,7D. Bovendien staan er veel palen dicht bij elkaar, vooral onder de kern en de kolommen in de binnenring. Er is daarom nog onderzoek gedaan om een beeld te krijgen van eventuele heiverdichting maar de mogelijkheden tot het maken van nieuwe sonderingen waren beperkt. Er zijn uiteindelijk 2 controlesonderingen gemaakt,


19

Figuur 4

die een beter beeld gaven dan de oorspronkelijke sonderingen, maar waren uiteraard niet representatief voor alle palen. De aanvullende maatregelen bleven dus beperkt tot de betonconstructie. Om de hogere verticale belastingen uit de kolommen in de binnenring en op de kern gelijkmatiger te verdelen over de palen zijn er betonnen wanden tussen de kern en de kolommen van de binnenring toegevoegd. Zie figuur 4. In combinatie met de nieuw te maken begane grondvloer wordt zo een doosconstructie gevormd met een hoogte van 4500 mm. De toegenomen stijfheid van de kelderconstructie was uiteraard ook gunstig om het moment als gevolg van de windbelasting op te nemen en af te dragen naar de palen. Het oorspronkelijke windmoment bepaald volgens de huidige normen voor het gebouw van 61 meter bedraagt ongeveer 97000 kNm. Als gevolg van het verhogen van de toren en het plaatselijk verbreden van het gebouw met de balkons neemt het windmoment op de fundering toe met ongeveer 60% tot 157000 kNm. In de stijve richting van de kern bleek al snel dat dit niet mogelijk was zonder aanvullende voorzieningen. In de zwakke richting van de kern waren de overschrijdingen van de toelaatbare betonspanningen zo nodig nog groter. Het versterken van de kern om de zwakke as binnen de door de opdrachtgever en architect gewenste plattegrond met alleen extra betonwanden was niet mogelijk. De kern zou eenvoudigweg te veel ruimte vergen. Om de afmetingen van de extra wanden aan de kern beperkt te houden is een zogenaamde outriggerconstructie geïntroduceerd.

20


Figuur 5

Een outrigger of bij gebrek aan een beter Nederlands woord een overdrachtsconstructie zorgt er voor dat kolommen rondom een kern worden betrokken in de krachtswerking. Meestal zijn dit de gevelkolommen maar in dit geval de kolommen in de binnenring. De vervorming van de kern wordt tegengegaan doordat de krachten, die in de kolommen ontstaan, een tegenwerkend moment genereren. Dit tegenwerkend moment zorgt voor een reductie van het moment in de voet van de kern en een aanzienlijke reductie van de horizontale vervormingen. Zie figuur 5. De effectiviteit van een outrigger wordt bepaald door de positie van de outrigger in de hoogte en de stijfheid van de kern, de kolommen en de outrigger. Een outrigger is het meest effectief als deze zich ongeveer op 2/3e van de hoogte bevindt. In het ontwerp is uiteindelijk gekozen voor een outrigger in de top omdat de outrigger daar het minst verstorend op de woonplattegronden zou werken. De positie van de kern is weliswaar niet optimaal maar er zat toch een heel groot voordeel aan. Zoals in figuur 7 is te zien bevindt het nulpunt in de momentenlijn zich in de buurt van de overgang van bestaand naar nieuw en zijn de momenten klein. In de aansluiting van bestaand op nieuw komen geen resulterende trekkrachten in de kernwanden voor waardoor de aansluiting op de bestaande kernwanden een praktische is. Het tegenwerkende moment door de outrigger en daarmee de reductie van het moment in de voet wordt groter naarmate de outrigger en de kolommen stijver worden ten opzichte van de kern. Om een idee te krijgen van de gevoeligheid van de outrigger voor de stijfheden is in het ontwerp gevarieerd met de diverse stijfheidparameters. Omdat de nieuwe kolommen en outrigger zijn

Figuur 6

uitgevoerd in staal was de belangrijkste variabele het staaloppervlak. Om een zo stijf mogelijke outrigger te krijgen zit er daarom meer staal in de kolommen en outrigger dan benodigd voor de sterkte. Nadat de vorm van de kern was vastgelegd was de effectiviteit van de outrigger rekentechnisch vooral afhankelijk van de juiste aanname van de

Een tweede leven voor de Westerlaantoren

E-modulus van de al dan niet gescheurde betondoorsnede. Voor de bepaling van het maximale moment in de kern en de controle van de bestaande constructie is een hoge E-modulus voor de betonnen kern genomen. Voor de maximale krachten in outrigger en kolommen is een lage E-modulus van de betonnen kern genomen. Voor de berekening van de paalbelastingen maakte de variatie in stijfheden uiteindelijk niet zo veel uit omdat de windbelasting een beperkte bijdrage in de totale belasting op de palen heeft.

Schijven in Schijven inhoeken hoekenvan vangebouw gebouw nem en resterende nemen resterendemoment m omentop op Mww = 2x14000 2x14000kNm kNm

In figuur 7 is te zien dat het moment in de voet van de kern nu in orde van grootte even groot als het windmoment op de bestaande toren. De Westerlaantoren is zo een geslaagd voorbeeld van hergebruik van een bestaande constructie met beperkte mogelijkheden voor uitbreiding van de aanwezige funderingsconstructie door het toepassen van slimme constructieve voorzieningen in de bovenbouw.

NNww== 1600 1600kN kNgeeft geeft Mw Mw= = 29000kNm kNm

M w = 100.000kNm kNm

Figuur 7

PIJLERS ONDER PROFESSIONALITEIT Jetmix is een inventieve en zorgvuldige partner voor uw bouwproces en sterk verankerd in de markt. Wij zijn actief in het ontwerpen en uitvoeren van een breed scala aan verankerings- en ankerpaalsystemen. Groutinjectieankers Groutankers met (GEWI)-staven

SLAGVAARDIGE SPELER MET EEN STERK SPECIALISME

Groutankers met strengen Groutinjectieankerpalen GEWI-ankerpalen Verwijderen van verankeringen

Oudsas 11 | Postbus 25 | 4250 DA Werkendam t 0183-50 56 66 | f 0183-50 05 25 | [email protected] | www.jetmix.nl


21

In de afgelopen jaren zijn in Groningen, Friesland en Drenthe grote bouwprojecten gerealiseerd in bijzondere grondcondities. Het ontwerp en de uitvoering van een ondergrondse bouwconstructie vergt dan ook andere technieken vergeleken met de rest van Nederland. De aanwezige potklei, keileem en overgeconsolideerde zandlagen kunnen voor uitdagende funderingstechnische vraagstukken zorgen, maar er kan ook geprofiteerd worden van deze bijzondere grondsoorten met slimme oplossingen. Kortom: de wijzen komen uit het Noorden! ing. Jos Peels Wiertsema & Partners ing. Onno Dijkstra Fugro Ingenieursbureau BV

Funderen in het Hoge Noorden

Overgeconsolideerde grondsoorten in Noord-Nederland spannend In de afgelopen decennia zijn bij bouwputten in het noorden van het land veel problemen opgetreden, die kunnen worden verklaard door de bijzondere bodemgesteldheid. Onvoldoende kennis en ervaring bij ontwerp en uitvoering en een falende monitoring zijn belangrijke factoren waardoor de faalkosten sterk kunnen oplopen, met name bij deze spannende grondsoorten. Met een juiste aanpak kunnen potentiële problemen in ontwerp en uitvoering tijdig worden gesignaleerd, waardoor de risico’s kunnen worden beheerst. De geotechnische normen zijn niet

altijd afgestemd op de specifieke omstandigheden bij overgeconsolideerde grondsoorten. Met name de schachtwrijving van potklei wordt in de huidige norm veel te laag berekend. De verdringingsrisico’s bij keileem en potklei en de ontspanningsrisico’s bij overgeconsolideerde zandlagen zijn sterk afhankelijk van specifieke projectomstandigheden. Overgeconsolideerde grondsoorten In het noorden zijn de volgende ‘spannende’ grondsoorten aanwezig:

Figuur 1 Rademarkt sondering: invloed van ontgraven en trillen.

Figuur 2 Representatieve potklei-sondering.

22


overgeconsolideerde zandlagen (figuuur 1) potklei (figuuur 2) keileem (figuuur 3) Deze grondsoorten zijn voorbelast doordat er in het verleden landijs op heeft gelegen. Hierdoor is sprake van zeer dichte grondsoorten, die bovendien tot op de dag van vandaag horizontaal zijn opgespannen. Overgeconsolideerd zand In algemeen fijn tot zeer fijn. In algemeen zeer vast: conusweerstanden van 20 tot 60 MPa zijn normaal. Nat volumegewicht 20 à 22 kN/m3 Horizontale opspanning: horizontale spanning 1 tot 3 maal verticale spanning; deze is echter zeer gevoelig voor ingrepen zoals ontgravingen, trillingen e.d. Wrijvingsgetal 1 tot 2,5; wrijvingsgetal van circa 2 duidt op forse overconsolidatie. Matig waterdoorlatend zand.

Potklei Hoog lutumgehalte.

Geerts Willigenplein te Heerenveen Effect voorboren en fluideren tijdens intrillen damwand tot NAP -11,3 m Conusw eerstand [MPa] 0

10

20

30

40

50

60

70

2

0

Zand-, klei en veen (toplaag)

-2 Zand stalen damwand

Diepte [m t.o.v. NAP]

-4

-6 DKM8

Leem, lokaal doorsneden met zandlaagjes

-8

Zand, vast tot uiterst vast gepakt

-10

-12 DKM54 -14

-16

sondering DKM8, voor installatie damwand

sondering DKM54, na installatie damwand

Figuur 4 Heerenveen: ontspanning zand door voorboren/fluïderen.

Figuur 3 Representatieve keileem-sondering.

Zeer hoge cohesie, echter hoek van inwendige wrijving als normale klei. Volumegewicht 16 à 17 kN/m3; slecht te verdichten. Horizontale opspanning. Wrijvingsgetal 5 tot 9. Zeer slecht waterdoorlatend, waardoor waterbezwaar minimaal is indien de potklei aaneengesloten aanwezig is (Westerhaven Groningen: polderprincipe bij 4-laags kelder en dikte potklei van 0,2 tot 1,5 m). Variatie locaal zeer sterk: – Sterk gelaagd (bijvoorbeeld omgeving Winschoten). – Aanwezig in de vorm van brandende golven (onder Gasunie-hoofdkantoor, waardoor lange palen – diepwandpanelen – noodzakelijk waren). – Weggeperst.

Keileem Korrelverdeling: fijne tot grove bestanddelen alle vertegenwoordigd en zeer wisselend, ook zand- en grindlagen, keien en blokken. Vol. gewicht 20 à 23,5 kN/m3, waardoor nauwelijks te verdichten. Horizontale opspanning.

Wrijvingsgetal 1,5 tot 5,0. Matig tot slecht waterdoorlatend (Sneek en Leeuwarden: 2-laags kelders met polderprincipe; dikte leempakket 5 m).

Problemen bij overgeconsolideerde grondsoorten in Noord-Nederland De volgende problemen treden met name bij deze grondsoorten onverwacht of extreem op: 1. Op diepte komen (palen, ankers, grondkeringen, sonderingen) a. Door obstakels (keileem) b. Door kleef (potklei en keileem) c. Door vastheid (zand) 2. Variatie 3. Grondbeweging a. Door zwel (potklei) b. Door verdringing c. Door grondverwijdering 4. Te lage draagkracht en stijfheid door ontspanning a. Door verwijderen bovenbelasting (ontgraving) b. Door trilling c. Door (voor-)boren/-spuiten/fluïderen 5. Invloed naar omgeving (door trillingen of grondbeweging)

Ad. 1. Keileem bevat vrijwel altijd grote fracties, ook al worden deze tijdens het grondonderzoek niet aangetroffen. Dit kan worden verklaard doordat sprake is van puntmetingen (sonderingen, boringen). Stenen, keien en blokken kunnen de uitvoering ernstig verstoren. Voor het op diepte komen van funderingen en grondkeringen is zwaar materieel benodigd. Sonderingen en grondverdringende palen of grondkeringen kunnen niet zonder meer diep in overgeconsolideerde zandlagen worden doorgezet: meestal zijn extra voorzieningen nodig. Indien daarbij zand wordt verwijderd leidt dit tot forse afname van sterkte en stijfheid van het zand. Ad. 2. De variatie van deze grondsoorten kan dermate groot zijn, dat in het algemeen moet worden uitgegaan van een maximum onderlinge afstand van sonderingen van 10 tot 15 m. Op veel locaties komen overgangen onder een hoek van 45˚ of zelfs te lood voor. Ad. 3. Het verwijderen van bovenbelasting zal met name bij potklei kunnen leiden tot zwel. Overigens treedt zwel ook op bij normaal geconsolideerde kleien. Echter het zwellen van potklei kan door de sterkte van dit materiaal leiden tot het ongewenst omhoogkomen van constructie-onderdelen.


23

Figuur 5 Kernboring Ciboga Groningen.

Door de grote dichtheid van de grondsoorten in Noord-Nederland zal grondverdringing per definitie leiden tot het verplaatsen en omhoog komen van de grond. Dit kan leiden tot bijvoorbeeld paalbreuk en een slap paalpuntgedrag (‘opheien’), ook wanneer er niet wordt geheid. Grondverwijdering leidt bij potklei en keileem in het algemeen niet tot grote problemen, maar bij overgeconsolideerde zandlagen wel. Indien bijvoorbeeld een sleuf wordt gemaakt zal dit leiden tot een verplaatsing van het zand richting de sleuf. Ad. 4. Te lage draagkracht en stijfheid door ontspanning is met name een probleem bij overgeconsolideerde zandlagen. Door het verlagen van de actuele (verticale) korrelspanning wordt de verhouding tussen verticale en horizontale spanning extreem, hetgeen leidt tot afname van de dichtheid van het zand. In geval van trillingen na ontgraving zal de pakking van het zand significant verlagen. (figuur 1, Rademarkt sondering: invloed van ontgraven en trillen.) Toepassing van de normen leidt ook tot een significante verlaging. Probleem is dat projectomstandigheden in grote mate bepalen hoeveel ontspanning optreedt. Tenslotte leidt grondverwijdering door bijvoorbeeld boren, voorboren of fluïderen ook tot een forse afname van de sterkte van het zand. zie figuur 4, ontspanning zand door voorboren/fluïderen. Ad. 5. Invloed naar de omgeving door trillingen en grondbeweging is in de rest van Nederland

24


Figuur 6 Rademarktkelder Groningen.

bij binnenstedelijk bouwen ook een probleem. Bij de overgeconsolideerde grondsoorten is een extra probleem dat de trillingen niet snel dempen. Grondbeweging is vaak een onvoorzien probleem, terwijl bij slappe grond de ontwerpers en aannemers bekend zijn met het probleem.

Praktijkvoorbeelden Voorbeelden van de in het voorgaande beschreven problemen zijn kort beschreven voor een aantal projecten dat in de afgelopen decennia is uitgevoerd in Noord-Nederland: Westerhaven Groningen: variatie potkleilaag lastig voor toepassing polderprincipe; zand verdwijnt in sleuf van cement-bentonietwand (waardoor lekkage onderzijde waterkering), grondkering overbelast door afname sterkte en stijfheid zandlaag, verzakking belendingen >50 mm; Chopinflat Groningen: paalbreuk door opheien keileem en potklei onder hoogbouwproject (breuk op 4,5 m diepte was niet gedetecteerd bij akoestisch meten maar werd zichtbaar door kernboring); palen onvoldoende gewapend; wegdrukken belending; alternatieve oplossing avegaarpalen alleen mogelijk na voorgraven tot grote diepte i.v.m. keien; Geerts Willigenplein Heerenveen: forse ontspanning van overgeconsolideerde zandlaag doordat stalen damwand alleen op diepte kon komen met behulp van voorboren/fluïderen; UMCG Groningen: ligging aan zijkant ijstong heeft geleid tot variatie in dikte van 0,5 tot

>20 m over afstand van 50 m; zwel bouwputbodem 3-laags kelder maakte toepassing palen vrijwel onmogelijk; gekozen voor vijzelbare fundering op staal;probleem vanwege dikke potkleilaag opgelost door vijzelbare constructie; Rademarktkelder Groningen: variatie keileem groot; locaal aanwezige obstakels in keileem maken toepassing verbuisde buisschroefpalenwand niet uitvoerbaar; enorme afname draagkracht trekelementen (tegen opdrijven onderwaterbetonvloer) door halverwege ontgraving (6 m droog ontgraven en 6 m nat ontgraven) intrillen van H-profielen; Ciboga Groningen: paalbreuk door zwel bij grondverdringende, onvoldoende gewapende palen. Onderzoek door kernboren, zie figuur 5; Ossenmarkt Groningen: 130 mm zwel van bouwputbodem bij parkeerkelder van 15 m diepte en diameter van 56 m; vijzelbare fundering op staal noodzakelijk; polderprincipe toegepast. Als voorbeeld voor de extreme afname van de conusweerstand die kan optreden in overgeconsolideerd zand, door een combinatie van ontgraving en trilling, wordt verwezen naar de sondeergrafieken van de Rademarktkelder.

Paaldraagkracht en normen GESCHIEDENIS

Tot het jaar 1991, waarin de geotechnische

Funderen in het Hoge Noorden

Figuur 7 Ossenmarkt-vijzel.

normen NEN 6740 en NEN 6743 van kracht werden, was het in de ‘noordelijke’ advieswereld gebruikelijk om de draagkracht van paalfunderingen in overgeconsolideerde, cohesieve gronden als volgt te berekenen: Voor het puntdraagvermogen werd de normale 4D/8D methode op basis van de gemeten conusweerstanden toegepast. Als basis voor het bepalen van de schachtwrijving werd de ongedraineerde schuifweerstand genomen, zoals bepaald uit laboratoriumonderzoek of uit de gemeten conusweerstand van sonderingen. Ongedraineerde schuifweerstand Cu = (1/15 tot 1/20) x conusweerstand Qc bij potklei en Cu = (1/30 tot 1/40) × Qc bij keileem. Vervolgens werd bij grondverdringende paalsystemen een veiligheidscoëfficiënt van 3,0 gehanteerd, om tot de representatieve draagkracht van de paal te komen. Het destijds zogenaamde toelaatbare paaldraagvermogen. Voor grondverwijderende systemen zoals de avegaarpalen werd een veiligheidscoëfficiënt van ca. 3,5 aangehouden. Meer genuanceerd werd in de loop der tijd de visie van Tomlinson gebruikt, zoals beschreven in ‘Pile design and construction practice’ 1977. Daarbij wordt de invloed en kwaliteit van de toplagen op de onderliggende cohesieve grond, als functie van de lengte van de (geheide) paal, verwerkt in de effectief aan de paal toe te

Figuur 8 Sondering proeflocatie Delfzijl.

Figuur 9 Ossenmarkt Groningen.


25

rekenen schuifweerstand. Vergelijken wij deze rekenwijze voor de paalschachtwrijving met de vanaf 1991 geldende methodiek uit de normen NEN 6740 en NEN 6743, dan levert dit een gelijk paaldraagvermogen op, mits de volgende αs-factoren worden toegepast:

Doordat het merendeel van de vereiste paalfunderingen hun draagkracht in de Potklei ontlenen aan het traject waarin conusweerstanden van maximaal 3 MPa worden gemeten betekent dit ten opzichte van de normsituatie van voor 2006 een teruggang van de toe te passen wrijvingsfactor van 3,5% naar 2%. Voor een prefab betonpaal, welke een rekendraagvermogen van 700 kN dient te bezitten zal bij een paallengte van ca. 15 m in de klei, hierdoor de vereiste schachtafmeting toenemen van  / 220 mm2 naar  / 380 mm2. Dit betekent een toename van het geïnstalleerde betonvolume met een factor 3 voor een gelijk draagvermogen. In analogie hieraan geldt voor een grondverwijderende avegaarpaal een paaldiameter van Ø500 mm in plaats van 400 mm. Dit is een volumetoename met een factor 2. De aanpassing van de waarden voor (Pot)klei is volgens tabel 3 in de norm NEN 6743-1:2006 gebaseerd op proefbelastingen in Delfzijl. Deze proeven zijn verricht onder bijzondere omstandigheden: afwijkend paaltype, waterdiepte van 10 m en een Potklei van een zeer matige kwaliteit (relatief lage wrijvingsweerstand: zie sondering figuur 8).

Vóór 1991: Potklei:

3,5% voor grondverdringende palen en 2,8% voor grond-

Keileem:

verwijderende palen. wrijvingsgetal voor grondverdringende palen, 80% van wrijvingsgetal voor grondverwijderende palen.

Norm 6743 vanaf 1991:

Voor klei en silt, Qc > 1 MPa αs = 3,5 % Geen verschil tussen (kei-)leem en Potklei Geen reducties voor grondverwijderend palen. In de noordelijke adviespraktijk werd dit praktisch ingevuld met een limitering van de wrijving voor (kei-)leem gelijk aan het wrijvingsgetal en een reductie van de wrijving voor grondwijderende palen tot 80% van grondverdringende palen.

Consequenties De norm voor het berekenen van de schachtwrijving in cohesieve gronden van funderingspalen is op basis van slechts een beperkte proefbelasting gewijzigd. Daarbij is een trendbreuk ontstaan ten opzichte van de adviespraktijk, welke reeds tientallen jaren met succes voor met name Potklei-afzettingen in het noorden van Nederland wordt gehanteerd. Deze aangepaste rekenwijze betekent in de praktijk

Norm 6743 vanaf 2006:

Wel onderscheid leem/klei. αs voor leem, maximum gekoppeld aan het wrijvingsgetal. αs voor klei, Qc < 3 MPa max. 2% αs voor klei, Qc > 3 MPa max. 3% Geen reductie voor grondverwijderende palen.

Grondsoort

Ȋ

qc;gem MPa

Grondverdringende palen

Grondverwijderende palen

Wrijvingsgetal b met een


maximum van 0,025

maximum van 0,025

Potklei c

0,035

0,028 à 0,030

Keileem d



maximum van 0,03

maximum van 0,025

Veen

0

0

Klei/leem

b

Het wrijvingsgetal moet zijn bepaald met een elektrische kleefmantelconus conform NEN 5140 en klasse 2.

c

Potklei heeft wrijvingsgetal b ≥ 5%. Keileem is zwak tot sterk zandige, voorbelaste leem.

d

Tabel — Waarden van Ȋs in het geval van klei, leem en veen.

26


langere en/of dikkere palen met consequenties voor materiaalverbruik, transport, heimaterieel, en bovendien een verhoogde kans op schade: extra verdringing met paalbreuk en effecten op de omgeving als risico. Het is waar dat er onvoldoende proefbelastingen zijn uitgevoerd om de draagkracht van funderingsconstructies in potklei en keileem eenduidig te kunnen bepalen. Dit geldt echter eveneens voor funderingen in normaal geconsolideerd zand! Het is daarom van belang dat de komende jaren in Nederland een groot aantal proefbelastingen wordt uitgevoerd voor diverse paaltypen en dat deze proefbelastingen niet alleen worden uitgevoerd bij normale grondsoorten maar zeker ook op overgeconsolideerde grondsoorten. Er zijn voldoende argumenten om de normen niet op basis van 1 niet representatieve proef significant te wijzigen. Vanuit de noordelijke adviespraktijk stellen wij daarom voor om zolang er geen proefbelastingen zijn uitgevoerd de wrijvingsfactoren zoals in de onderstaande tabel zijn weergegeven in de eerstvolgende normwijzigingen door te voeren.

Conclusies en aanbevelingen De bodem van Noord-Nederland heeft veel mogelijkheden voor bijzondere funderingsen bouwputoplossingen maar kent ook gevaren. Er is veel specifieke kennis en ervaring noodzakelijk om goed met deze specifieke bodem om te gaan en de juiste keuzes te doen tijdens ontwerp en uitvoering. Vereist is het gedetailleerd in kaart brengen van de bodem vanwege de grote variaties in bodemgesteldheid en bijzondere faalmechanismen. Er zijn onvoldoende proefbelastingen uitgevoerd om draagkrachtfactoren eenduidig te bepalen en 1 proefbelasting kan geen reden zijn voor een trendbreuk in de normen. De wrijvingsfactor voor palen in Potklei dient te worden herzien. De uitvoering kent veel kritische punten: op diepte komen van palen, ankers, grondkeringen en sonderingen. Variatie van bodemopbouw. Grondbeweging door zwel, grondverdringing en grondverwijdering. Afname draagkracht en stijfheid door ontgraving, trilling en boren/ fluïderen Invloed naar omgeving door trilling of grondbeweging. Iedere bouwput is min of meer een experiment, waarin monitoring en meten belangrijk zijn en dit geldt in het bijzonder bij overgeconsolideerde grondsoorten.

De laatste twee jaar zijn door Voorbij Funderingstechniek op diverse projecten MV-palentoegepast. Vele palen (geplaatst onder 40-65 graden) zijn in het werk proefbelast. Op de projecten werd zowel een buis als een H-balk als hoofdelement toegepast. Uit de vele proefbelastingen kwam een consistente lijn naar voren: we rekenen erg conservatief in Nederland. De uitkomsten op een project in Antwerpen onderschijven deze gedachte.

ir. Simon van Dijk Hoofd Engineering en Werkvoorbereiding Voorbij Funderingstechniek

Ervaringen met ontwerpen, maken en testen van MV palen

Mag het iets meer zijn?

Figuur 2 Luchtfoto van Scaldiahaven in prille bouwfase.

Figuur 1 Beeld MV stelling Moerdijk.

1. Inleiding De ondertitel had ook kunnen luiden : al doende leert men. Want dat was zeker van toepassing op de situatie van Voorbij Funderingstechniek vanaf medio 2008. Bij eerdere kadebouwprojecten stonden er ook wel MV palen op het menu, doch dikwijls werden dan meer ervaren collega-bedrijven ingehuurd om het kunstje te vertonen. Echter dit keer werd besloten, om reden van een stevig prijspeil bij de collega’s, zelf het kunstje te

Figuur 3 Schets MV stelling.

28


vertonen. Op dat moment konden we niet voorzien dat we binnen een tijdsbestek van 1½ jaar drie MV paal projecten zouden uitvoeren.

2. Scaldiahaven fase 2 In 2008 werd voor het project Scaldiahaven fase 2 in Vlissingen het heiwerk, en deels de levering, van alle palen aangenomen. Hoofdaannemer van de kade was Haverkort Voormolen, opdrachtgever was Exploitatiemaatschappij Schelde-Maas

en besteksontwerop was van R.I. Lievense. Het werk betrof de installatie van ruim 600 combiwandpalen Ø 1420 mm x 34 m en Ø 1220 mm x 30 m, de nodige tussenplanken, ruim 1000 prefab betonpalen 450/450 mm x 31 m en ruim 500 MV palen, besteksmatig uitgelegd als HP 360/119 bint van 28 m lengte onder 45 graden. Figuur 2 toont de te bebouwen omtrek in een vroeg stadium van het werk: ruim 1700 m kade met een diepgang van uiteindelijk 14 m.

Figuur 4 Vooraanzicht MV stelling.

Figuur 5 Zijaanzicht MV stelling.

2.1 MV stelling Om MV palen te kunnen vervaardigen dient eerst een deugdelijke stelling gemaakt te worden. Op basis van bestaande traverse onderdelen en een Hitachi 230 GLS makelaar is met TMS een MV stelling op sloffenspoor ontworpen en gebouwd. Het gehele werk kon vanaf het land gemaakt worden. Figuur 3 toont een schets en figuur 4 en figuur 5 tonen een voor- en zijaanzicht van de machine, met als kenmerken: Hoekverstelling tussen 40 en 50 graden met horizontaal IHC S90 heiblok (E = 90 kNm) Sporing 11 m Makelaarlengte 36 m

2.2 Mortel 2.2.1 Mortelontwerp Een wezenlijk kenmerk voor de MV paal is het gebruik van een zandcement mortel ter verkrijging van een innig contact tussen paal en grond. Als uitgangspunt is de bekende Rotterdam mix genomen: 800 kg/m3 CEM III B 42,5 LH HS; wcf 0,5 1100 kg/m3 zand (metselzand 0-2 : glaciaalzand 0-1 = 4:1) Vloeimaat 800-900 mm (m.b.v. plastificeerder) Begin binding > 8 uur (vertrager) Met de lokale betoncentrale VTO is een aantal proefstorts gedaan om te komen tot een goede samenstelling. Essentieel is een stabiele samenstelling die zich goed laat verpompen. De kwalificatieproeven waren eenvoudig van opzet: Meten van vloeimaat als functie van de ver werkingstijd (vloeimaat > 800 mm na 3 uur) Meten van bleeding (stabiliteit) in een verticaal opgestelde PVC pijp van 1 m ( < 5 mm) Controle luchtgehalte / volumieke massa: typisch 2200 kg/m3

Figuur 6 Schets MV buis.

Met dergelijke samenstellingen worden kubusdruksterktes gemeten tussen 55 en 75 MPa; weinig relevant voor een MV paal, daar de benodigde sterkte nog geen 10 % is van deze gevonden waarden (schuifsterkte grond is immers maatgevend). 2.2.2 Mortelpomp Als mortelpomp is in eerste instantie gekozen voor een dubbele MAT PP360 plunjerpomp met kogelventielen. Op zich geen verkeerde pomp, doch kogelventielen zijn gevoelig voor grove delen tussen klepzitting en kogel, waardoor de kogels gaan zweven en geen goede druk opgebouwd kan worden. Wel hebben dit soort pompen het voordeel van een hoge persdruk (in dit geval 50 bar). Daardoor zijn ze ook beter geschikt voor grout. Een betere pompkeuze is de slangenpomp, zoals een Bredel SPX 65. Deze pomp is wel beperkt in maximale persdruk (ca. 15 bar). Ook de zuigerpomp (betonpomp) is een mogelijke keuze. Deze kan hoge persdrukken bereiken. Indien niet extreme opvoerhoogtes gerealiseerd moeten worden, is de slangenpomp ideaal: deze kan bij goede aandrijving (hydraulisch) bijna op kruipsnelheid ingesteld worden. Tevens is indirecte flowmeting simpel via toerental van de pomp. Omdat MV palen vrijwel altijd met tenminste 2 mortelleidingen zijn uitgevoerd, moet met 2 pompen gewerkt worden, liefst met een derde pomp in reserve.

2.3 MV paal 2.3.1 Constructief Hoewel het bestek een bint voorschreef heeft de hoofdaannemer gekozen voor een buisprofiel Ø 406 x 12 mm. De buis is voorzien van 2 x 2” mortelleidingen en een rondgaande mortelbak van

Figuur 7 Kop MV buis.

Figuur 8 Voet MV buis.

80 mm breedte met smering naar de binnenzijde van de buis, zie figuur 6. Deze smering voorkomt propvorming in de buis tijdens het heien. In figuur 7 en figuur 8 is het eindresultaat te zien voor de paalvoet van de MV buis en voor de wijze waarop de mortelleidingen bij de kop zijn aangesloten. Voordelen van het buisprofiel zijn: Symmetrie = uniforme stijfheid Gunstig heigedrag Grote mortelomtrek Ononderbroken mortelbak = redundant bij pompuitval


29

Figuur 9 Testframe Hulk-1.

2.3.2 Geotechnisch Het bestek schreef voor dat ontworpen moest worden volgens CUR publicatie 166, waarbij de schachtwrijving zowel op basis van de morteldruk als de conusweerstand bepaald diende te worden (laagste waarde nemen). Hartafstand van de palen is 2,7 m. Dit ligt binnen 7x paaldiameter en dus dienen groepseffecten meegenomen te worden Voor de morteldruk geldt: Ȟ max = ( Ȝ mortel Ȝ water) tan ᒌ d < 250 kPa. Als voorbeeld: Grondwaterstand, gemiddeld is werkniveau – 1 m Morteldichtheid is 2200 kg/m3 Wrijvingshoek, reken, is 30 graden (zand) Dan is op 25 m diepte de maximale schacht wrijving (25 x 22 – 24 x 10) x 0,58 = 180 kPa Voor de bepaling van de schachtwrijving op basis van de conusweerstand geldt: begrenzing van de Ȋ t op 1,2% (er worden ook percentages genoemd van 1,4 % en 1,6 %, maar deze hebben betrekking op de schachtwrijving in druk ofwel de Ȋ s ) Schachtwrijving Ȟ max = 0,012 qc < 250 kPa De tweede eis zou betekenen dat qc mag worden afgetopt op ca. 20 MPa. Echter er wordt ook doorverwezen naar CUR publicatie 2001-4. Daarin wordt afgetopt bij 15 MPa, gebruikelijk voor trekpalen, doch niet altijd bij ankers. Dit zou effectief een Ȟmax van 180 kPa betekenen (juist gelijk aan het voorbeeld op basis van morteldruk) en geen 250 kPa. Hoe het ook zei, de bestekseis om tevens te toetsen aan de morteldruk blijkt maatgevend. Overigens is de voorwaarde van maximaal 250 kPa apart als CUR 2001-4 niet meer toestaat dan 180 kPa.

30


Figuur 10 Sondering Scaldiahaven.

De definitieve paallengte werd bepaald op 27 m voor een rekenbelasting van 2053 kN. Figuur 10 laat een kenmerkende sondering zien. Paalpuntniveau is NAP -19 m. Het uitvoeringsontwerp is gemaakt door Ingenieursbureau MUC.

2.4 Installatie en beproeving 2.4.1 Installatie Bij installatie zijn m.b.t. heien geen grote problemen voorgekomen. Voortgang was, afhankelijk van het aantal gewerkte uren, tussen de 5 en 11 palen per dag. Wel zijn er met name in de beginfase problemen geweest met het afheien van mortelkoppelingen en het werken in wintercondities. Het gehele werk is uitgevoerd met een IHC S90 heiblok, waarbij eindkalenders van 40-50 zijn waargenomen (E ≈ 80 kNm). 2.4.2 Beproeving Er zijn 11 MV palen beproefd op trek. Testpalen

zijn vrijgemaakt in de actieve wig van de combiwand en proefbelast tot 2100 kN in 7 stappen, waarbij voldaan diende te worden aan de kruiplimiet (gebruikelijk is deze 2). Voor het testen is met TMS een testframe ontworpen en gebouwd met de toepasselijke naam Hulk. De buurpalen van de testpaal worden gebruikt als reactiepaal. Door gebruik te maken van een dubbel scharnierende trekplaat tussen frame en trekkop wordt een centrische krachtsinleiding in de paal gerealiseerd. Figuur 9 toont het testframe. De beproevingen zijn uitgevoerd door Ingenieursbureau Gemeentewerken Rotterdam m.b.v. 2 vijzels onder het testjuk. Proefuitkomsten: Kruiplimiet, gemeten 0,05 tot 0,55 Blijvende verplaatsing < 3 mm Bij één testpaal is abusievelijk getest tot 3550 kN, waarbij een kruiplimiet van 0,1 is geconstateerd met een blijvende vervorming van 5 mm. Een extrapolatie (hoewel niet toegestaan voor trekpalen) van deze testuitkomst volgens methode

Mag het ietsje meer zijn

Opstal laat een bezwijkdraagvermogen zien van orde 4000 kN, vrijwel tweemaal de ontwerpbelasting.

Figuur 11 Lay out kade Moerdijk.

3 Insteekhaven MvO Voor een nieuw te baggeren insteekhaven voor Martens en van Oord te Moerdijk moest wederom het nodige combiwand (181 buizen Ø 1420 x 31 m) gezet worden om 600 m kademuur te maken. Tevens dienden er 181 MV palen, besteksmatig HP 400/122 palen, geïnstalleerd te worden. Hoofdaannemer was Van Oord en het besteksontwerp is door Arcadis gemaakt. MUC is weer ingezet om zowel het constructieve als het geotechnische ontwerp voor de MV paal te maken. Uitvoering was in 2009. Figuur 11 toont de globale lay-out van de kade.

3.1 MV paal ontwerp Wederom is gekozen voor toepassing van een buisprofiel voor het gros van de MV palen. Tevens zijn enkele HP profielen toegepast. Een kenmerkende sondering is weergegeven in figuur 12. De hartafstand van de MV palen is 3,3 m. Met een buis Ø 530 x 9,3 mm met mortelbak van 75 mm breedte is de hartafstand daarmee < 7 x paaldiameter, dus is sprake van onderlinge beïnvloeding. Reden om de buispalen te kwispelen: de MV palen maken om en om een hoek met de horizontaal van 51 en 59 graden. De rekenbelasting is 3400 kN. Daarmee werd de buislengte 45 m (HP profiel tot 46 m lengte). Paalpuntniveau tot NAP -35 m Het impliciete nadeel van een MV bintprofiel t.o.v. een MV buisprofiel is de gevoeligheid bij het bint voor mortelpompuitval. Zodra één pomp tijdens het heien de geest geeft, is sprake van een mislukte paal, omdat bij één mortelbak geen mortel meer aangebracht kan worden. Om dit nadeel te omzeilen is op initiatief van de hoofdaannemer een by-pass bedacht, bestaande uit een doorverbinding tussen de mortelbakken op de twee flenzen, zie figuur 13.

Figuur 12 Sondering Moerdijk.

Figuur 13 Schets MV paal Moerdijk.

3.2 MV stelling Als een makelaar 36 m is en de paal heeft een lengte tot 46 m, dan moet er iets aangepast worden. Zeker ook als je deels vanaf het water dient te opereren. Dus werd met TMS aan equipment stretching gedaan, waarvan het resultaat te zien is in figuur 14 en figuur 1.

3.3 Installatie en beproeving Bij installatie zijn vooral in het begin wat kinderziektes opgetreden (afheien van koppelingen, in elkaar gestuikte buizen), doch zijn gaandeweg geen problemen meer voorgekomen. Wederom


31

is gebruik gemaakt van hetzelfde heiblok als bij het eerste project, hoewel nu sprake was van een lang heitraject. Voortgang was typisch 4-5 MV palen per dag. Eindkalenders waren kenmerkend 60 voor buispalen en 250 voor HP binten, waarbij aangetekend dient te worden dat deze laatste geheid zijn in een hoek van de kade, waarbij aanzienlijke verdichting is opgetreden als gevolg van onderlinge beïnvloeding van MV palen. Voor het beproeven van de MV palen is het concept van het werk Scaldia opgerekt tot Hulk-2 door hoofdliggers HE 1040 toe te passen. Hierdoor ontstond een trekframe met een capaciteit van 4554 kN, zie figuur 15. De proeven zijn wederom uitgevoerde door IGR. In totaal zijn 5 trekproeven uitgevoerd, waarbij belast is tot de rekenlast (afhankelijk van locatie 3050 kN of 3450 kN). Testuitkomsten waren: Kruiplimiet 0,01 tot 0,06 Blijvende verplaatsing < 6 mm Bij extrapolatie van de testuitkomsten worden bezwijklasten van 3500 tot 4700 kN gevonden.

4. Kaaimuur kanaaldok B2 In 2009 (deels doorlopend heden) verzocht hoofdaannemer Van Laere ons om wederom MV palen te maken, nu voor een nieuw te bouwen kademuur in het kanaaldok B2 in Antwerpen, K611-K619. Opdrachtgever was het Gemeentelijk Havenbedrijf Antwerpen en het ontwerp was van Planet Engineering. Het betrof hier de installatie van 262 MV palen

Figuur 14 Schets vergelijk MV stellingen.

32


vanaf het water met een hartafstand van 3,35 m. Er dienden HP 360 profielen van 31 m toegepast te worden onder een hoek van 40 tot 45 graden met de horizontaal.

4.1 MV stelling In tegenstelling tot het vorige project moest er nu aan downsizing gedaan worden. Figuur 14 en figuur 16 laten het resultaat zien. Voornaamste aanpassing betrof de geleidingen voor een HP bint en een ander hoekbereik.

4.2 MV paal ontwerp Het geotechnisch ontwerp is gemaakt door Van Laere zelf. Hierop wordt later teruggekomen. Wel is een kenmerkende sondering weergegeven, zie figuur 18. Puntniveau is typisch TAW -13,5 m. Rekenbelasting is 3350 tot 3630 kN. Constructief was men zeer genegen de eerdere ervaringen te vertalen in een deugdelijk paalontwerp, met goede inbreng van allen:

Slagcijfers tot 50 zijn waargenomen met een S90 blok op 90 % van zijn vermogen. Voor het beproeven verlangde het Havenbedrijf een testlast van 5025 kN voor een paal met een rekenbelasting van 3350 kN (factor 1,5). Hiervoor is het testframe Hulk 2 op trainingskamp gestuurd, waarna een testcapaciteit van maximaal 6050 kN resulteerde. Er is 1 proefbelasting uitgevoerd, met de navolgende uitkomsten: Kruiplimiet 0,13 Blijvende verplaatsing < 4 mm Een extrapolatie van de testuitkomsten geeft een bezwijklast van ca. 7400 kN

5. Mag het iets meer zijn? Het wordt pas interessant als wordt bezien hoe de MV palen in Antwerpen zijn gedimensioneerd. Er wordt in principe uitgegaan van CUR publicatie 2001-4, doch met de navolgende afwijkingen: Voor de mortelomtrek bij een HP bint wordt

Rigide verbinding tussen ‘wandelstok’ van

mortelleiding en bint Dubbele by-pass tussen mortelbakken Mortelleidingen uitvoeren als koker (eenvoudiger laswerk) E.e.a. is weergegeven in figuren 19-21. Gedurende de uitvoering is geen enkele leiding of koppeling bezweken.

4.3 Installatie en beproeving Bij installatie zijn geen problemen opgetreden.

uitgegaan van een middeling tussen de omschreven rechthoek om het bakjesprofiel en de perimeter van het bakjesprofiel, het geen leidt tot een zogenoemde ‘Diabolo’ omtrek; deze omtrek is significant groter dan hetgeen gebruikelijk is in onze berekeningen (afschuifvlak langs de kortste weg , ofwel van flenstip naar flenstip, zie figuur 22. Er wordt afgetopt bij qc = 20 MPa, met verwijzing naar ervaringen bij het Deurganckdok.

Mag het ietsje meer zijn

Er is niet getoetst op morteldruk, zoals in

CUR 166 staat aangegeven. Als men al deze verschillen in ogenschouw neemt, dan wordt bij dit project met een effectieve Ȟ max gewerkt van ca. 285 kPa. Dat is substantieel meer dan de 180 kPa die volgt uit CUR 2001-4. Gelet op het bovenstaande en de uitkomst van de proefbelasting, waarbij zonder problemen tot 150 % van de ontwerpbelasting is getest, zou je toch denken dat MV palen meer in hun mars hebben. Figuur 15 Testframe Hulk-2.

Figuur 16 Beeld MV stelling Moerdijk.

Het is daarom erg jammer dat op de meeste projecten geen gelegenheid is tot het uitvoeren van bezwijkproevene op MV palen. Pas dan zou met zekerheid vastgesteld kunnen worden of en in welke mate sprake is van overdimensionering. Lijkt me de moeite waard om nader te onderzoeken.

Figuur 18 Verbinding mortelleiding.

Figuur 17 Sondering Antwerpen.

Figuur 19 Koker als mortelleiding.

Figuur 20 By-pass tussen bakjes.

Figuur 21 Omtreksvormen.


33

Einsteinstraat 12-a 7601 PR Almelo

lankema-almelo.nl

De verzakkingen aan de Vijzelgracht waren de start van een intensief proces om het werk weer op te starten in een complexe context. Door een combinatie van strakke regie en samenwerking tussen alle betrokken partijen is in de zomer van 2009 het werk hervat. Dit artikel beschijft dit proces en de lessen die daaruit zijn te trekken.

Drs. Ing. F.G. Scheffrahn Contractmanager Dienst Noord/Zuidlijn Ir. B. Sommeling MBA Assistent contractmanager Dienst Noord/Zuidlijn Foto’s: Hollandse Hoogte, Gé Dubbelman.

Lessen uit de verzakkingen aan de Vijzelgracht Figuur 1 Vijzelgracht ontgraven tot op NAP -22m. Nog 10m te gaan.

Bij grote infrastructurele projecten zijn vaak veel partijen betrokken. Naast adviseurs en aannemers spelen partijen als bevoegde gezagen, verzekeraars, financiers, toekomstige gebruikers, omwonenden en ‘de politiek’ vaak een belangrijke rol. Hoe zorg je er voor dat je in dit web van partijen je project slagvaardig kunt uitvoeren? Nadat tot twee maal toe panden verzakken aan de Vijzelgracht ontstaat een ingewikkelde kluwen van technische en sociale problemen. Dit artikel beschrijft de aanpak van het team Diepe Stations van het Projectbureau Noord/ Zuidlijn om het werk weer op gang te brengen. Welke ervaring deden zij op tijdens het ontwarren van deze knoop en welke lessen trokken zij daar uit?

De lekkages In juni 2008 lekt er tijdens het ontgraven grondwater en grond door een voeg tussen twee diepwandpanelen van het in aanbouw zijnde station Vijzelgracht. Een aantal historische panden verzakt. Het ontgraven wordt tijdelijk stilgelegd en het ontgravingsprotocol herzien. Op 8 september start het ontgraven opnieuw. Na twee dagen gaat het wederom fout. Weer ontstaat er een lek en verzakken panden. De verontwaardiging bij bewoners en politiek is groot. Na jaren van kostenstijgingen, vertragingen en overlast lijkt nu ook de technische uitdaging te groot. Dit terwijl het boren, vooraf gezien als het meest

36


risicovolle deel van het project, nog moet beginnen. Het vertrouwen in de projectorganisatie van de gemeente (toen Projectbureau Noord/Zuidlijn, afgekort PBNZL1) staat onder druk. Het bestuur eist extra preventieve maatregelen voordat verder mag worden gegraven in de stations Vijzelgracht en Rokin. Daarnaast worden ook organisatorische eisen gesteld. Zo moet het toezicht op het werk van de aannemer aantoonbaar worden verbeterd, moet de organisatie beter zijn voorbereid op calamiteiten en meer omgevingssensitiviteit gaan tonen. De situatie wordt nog verder gecompliceerd doordat ook de Dienst Milieu en Bouwtoezicht (DMB) onder vuur ligt. De Gemeentelijke Ombudsman stelt dat deze dienst beter toezicht moet houden op de werkzaamheden. DMB neemt de kritiek ter harte en intensiveert de controle op haar gemeentelijke collega’s van PBNZL. Daardoor dreigt een stroperig proces.

Aanvullende preventieve maatregelen. Naar aanleiding van de incidenten krijgt Deltares opdracht om de oorzaak te onderzoeken. Zij concludeert dat bentonietinsluitingen in de voegzone tussen diepwandpanelen de meest waarschijnlijke oorzaak zijn. Parallel onderzoekt PBNZL in overleg met DMB en Deltares verschillende preventieve maatregelen en legt deze ter

bespreking voor in een aantal expertsmeetings. Uiteindelijk wordt gekozen voor het vriezen aan de binnenzijde van de diepwanden van het station. Waarmee de grond voor de voegen, en eventuele insluitingen in de voegen, worden bevroren. Dit voorkomt tijdens het ontgraven een lekkage door de voeg. Nadat de grond voor de diepwand is verwijderd wordt een stalen plaat over de voeg gemonteerd. Vriezen is een beproefde techniek. Echter deze toepassing waarbij vanaf de binnenzijde wordt gevroren is uniek.

Uitwerking van de maatregelen Eind december stemt het bestuur van de Gemeente Amsterdam in met de voorgestelde maatregelen. Begin 2009 staat het team Diepe Stations, dat binnen PBNZL verantwoordelijk is voor de bouw van de stations Rokin, Vijzelgracht en Ceintuurbaan, voor een grote uitdaging. Opdracht aan de nieuw aangestelde manager is om de uitvoering eind maart te herstarten. Elke week vertraging kost veel geld. Een eerste inventarisatie maakt duidelijk dat door het unieke karakter van de oplossing nog veel technische vragen moeten worden beantwoord. PBNZL moet zeker weten dat het dit keer goed gaat. Een nieuwe calamiteit kan de genadeklap zijn voor het project. Daarnaast realiseert het team zich dat iedereen meekijkt. Niet alleen de professioneel betrokken partijen als DMB, haar adviseurs en de verzekeraars maar ook de bewoners en pers. Om structuur te brengen in de complexe samenhang van alle technische, organisatorische en communicatieve aspecten maakt het team een schema (zie figuur 4). Uit het schema blijkt de omvang van de opgave. Het maakt ook duidelijk waar het team afhankelijk is van andere gemeentelijke partijen. Om slagvaardig te kunnen opereren formeert het team Diepe Stations een interdisciplinaire werkgroep waarin de aannemer, ABNZL, communicatiedeskundigen, de omgevingsmanager en vergunningsdeskundigen deelnemen. Soms

schuiven ook de technische specialisten van DMB aan. Deze werkgroep komt wekelijks bijeen. In de werkgroep worden de ontwikkelingen en voortgang besproken. Door deze werkwijze wordt direct geborgd dat uitgewerkte technisch oplossingen ook vanuit communicatief en vergunningstechnisch perspectief haalbaar zijn. Na enige tijd blijkt dat herstart van de uitvoering eind maart niet haalbaar is.

Lessons Learned In de uitwerking is gekozen voor een gezamenlijke aanpak met betrokken partijen. Door niet sequentieel te werken: eerst een ontwerp, daarna een werkplan en vervolgens een communicatieplan, maar gelijk op te werken is niet alleen tijd gewonnen maar is ook frustratie vermeden. Immers voor een ontwerper die hard

heeft gewerkt aan een in zijn ogen goede oplossing is het vervelend als de aannemer in de volgende fase er achter komt dat het ontwerp slecht uitvoerbaar is en moet worden aangepast om vervolgens nog eens commentaar te krijgen vanuit de communicatieafdeling. Voor deze multidisciplinaire samenwerking was het schema essentieel. Dit bracht structuur in de

Door het gebrek aan ervaring met de werkmethode blijkt het lastig om technische beslissingen te nemen. Door overal zeer veilige aannamen te doen dreigt een lange doorlooptijd van de resterende ontgraving. Er rijst zelfs de vraag of de gekozen oplossing überhaupt wel werkt. Besloten wordt om een aantal externe deskundigen tussentijds te consulteren. Op 2 april komen deze bijeen in het Carlton Hotel in de Vijzelstraat. De werkgroep heeft een presentatie samengesteld met de voorlopige resultaten van hun werk en een aantal ‘guiding questions’ geformuleerd voor dialoog met de externe deskundigen. Ook DMB wordt uitgenodigd. Zij zijn hierdoor in staat ook hun zorgen voor te leggen aan de deskundigen. Het wordt een interessante avond. Er komt niet alleen een gesprek tussen de werkgroep en de externe deskundigen op gang maar ook tussen de externe deskundigen onderling. De avond eindigt met de conclusie dat iedereen gelooft in de werkwijze. Daarnaast wordt besloten dat twee externe deskundigen deelvragen mee naar huis nemen en met een advies zullen komen. Er worden afspraken gemaakt over een volgende bijeenkomst en tussentijdse laboratoriumproeven die in Duitsland bij het ingenieursbureau CDM zullen worden uitgevoerd. Het proces heeft alle betrokken partijen zoveel vertrouwen gegeven dat in juni iedereen instemt met het besluit tot hervatting van de ontgraving van de stations Vijzelgracht en Rokin.

Figuur 2 Boren van de vrieslansen onder de gording.

Eind augustus volgt nog een afsluitende expertmeeting waarin de puntjes op de i worden gezet. In deze bijeenkomst schuiven ook de verzekeraars aan. Hun vragen worden door zowel de werkgroep als de externe deskundigen naar tevredenheid beantwoord. In augustus 2009 is gestart met het aanbrengen van de voorzieningen voor het vriezen. Halverwege december kan de vriesinstallatie aan de Vijzelgracht aan. In februari start het daadwerkelijk ontgraven dat sinds dat moment relatief probleemloos verloopt. Rokin loopt door omstandigheden een aantal maanden achter. Inmiddels is hier bijna het diepste punt bereikt.

Figuur 3 Frezen van de bevroren grond.


37

zoektocht en gaf inzicht in de samenhang tussen verschillende opgaven. Daarnaast maakte het voor de niet direct betrokkenen inzichtelijk waarom extra tijd voor de voorbereiding nodig was. Tot slot heeft het een belangrijke rol gespeeld in het terugwinnen van vertrouwen bij omwonenden. Het schema drukte de zorgvuldigheid waarmee PBNZL de hervatting van de werkzaamheden voorbereidde.

Dit kwam niet alleen de kwaliteit van hun adviezen ten goeden. Het zorgde er ook voor dat het ontwerpteam niet werd geconfronteerd met niet op elkaar aansluitende adviezen. Tot slot leidde deze vergadering tot het structureel aanhaken van experts van Deltares en het Duitse ingenieursbureau CDM. Dit laatste bureau beoordeelt tot op de dag van vandaag tweewekelijks de monitoringsgegevens van het vriezen.

De eerste expertmeeting werd georganiseerd omdat de werkgroep met een aantal vragen worstelde waarop zij antwoord wilde. Die antwoorden kreeg de werkgroep. Het leverde echter meer op. Doordat DMB in de gelegenheid was om vragen te stellen aan experts was het niet langer noodzakelijk dat zij eigen experts inhuurde. Bovendien bood de vergadering de gelegenheid aan de externe experts om elkaar te bevragen.

Naast deze positieve ervaringen maakte het proces ook duidelijk dat er ruimte is voor verdere verbetering. Vele betrokkenen hebben ruime ervaring in projecten waarin duidelijk de verantwoordelijkheden zijn gescheiden en ieder zijn bijdrage levert. Het samen creëren van een oplossing vraagt echter een andere aanpak. Het vraagt dat de verschillende betrokkenen zich in elkaars positie en vraagstukken verplaatsen.

Figuur 4 Schema van het proces tot besluit over herstart ontgraven Rokin en Vijzelgracht.

38


Dat is niet altijd eenvoudig. Iedereen heeft zijn eigen kijk op de werkelijkheid. Zo zal een constructeur eerder kiezen voor een grote variëteit aan diameters wapening als dit kg’s staal scheelt. Een aannemer kijkt echter nadrukkelijk naar de tijd die nodig is om te vlechten. Door elkaar onbevooroordeeld vragen te stellen en samen te exploreren kunnen echter oplossingen ontstaan die geen van de partijen alleen had kunnen bedenken. Hier ligt een taak voor de managers maar zeker ook voor specialisten. Inmiddels zijn PBNZL, Max Bögl en het ABNZL een traject gestart om hiervoor benodigde competenties verder te ontwikkelen.

Noten 1

Inmiddels is de projectorganisatie opgegaan

in een aparte gemeentelijke dienst: Dienst Noord/Zuidlijn. 쮿

Innovaties

Volker Staal en Funderingen heeft voor het project Noord-Zuidlijn in Amsterdam succesvol 1100 Rüttel-injectiepalen aangebracht. Dit voor Nederland nieuwe paalsysteem is vooraf uitgebreid getest en de prestaties van de palen zijn tijdens de bouw gemonitoord. Het paalsysteem heeft zich daarmee bewezen in de Nederlandse bodem.

Ing. E. de Jong Bedrijfsleider VWS Geotechniek

Figuur 1 Aanbrengen palen vanaf traverse.

Innovaties: Rüttel-injectiepalen, een nieuw paalsysteem voor Nederland De fundatie van het nieuwe station RAI – Europaplein in de Amsterdamse Noord-Zuidlijn plaatste de ontwerpers van het Adviesbureau NoordZuidlijn voor een bijzondere uitdaging. Naast een paalsysteem met een hoge druk- en trekcapaciteit was het tevens noodzakelijk een paalsysteem te kiezen dat met weinig hinder voor de omgeving kon worden geïnstalleerd. Geluid- en trillingshinder diende te worden beperkt vanwege de woonbebouwing langs het Europaplein en vanwege de nabijheid van het RAI congrescentrum. De lokale bodemopbouw kenmerkt zich door een zeer hoge conusweerstanden in de pleistocene zandlaag, de laag waarin de palen dienden te worden ingebracht. Na afweging van de bekende en minder bekende paalsystemen kwam men uiteindelijk uit bij zogenaamde rüttel-injectiepalen (RI-palen). Dit paaltype kan worden omschreven als getrilde MV-palen, oftewel door middel van trillen ingebrachte stalen H-profielen met groutomhulling. In de jaren ’70 werden deze palen

40

GEOtechniek Funderings Special - december 2010

voor het eerst toegepast in de Rijnvallei in Duitsland toen bleek dat in de daar voorkomende grove grindlagen het heien van de stalen binten onmogelijk was. In de jaren ’90 werd het paaltype veelvuldig gebruikt bij de vele grote bouwputten die nodig waren voor de realisatie van het nieuwe centrum van Berlijn. Aangezien er in Nederland geen ervaring met het paaltype bestond werd in het bestek voorgeschreven dat het paaltype vooraf op het werk moest worden beproefd. Deze proef diende inzicht te verschaffen in zowel de draagkracht van de palen op druk en trek, als de mogelijkheden om de palen in de Amsterdamse bodem aan te kunnen brengen. Op basis van de projecten zoals deze met name in Duitsland waren uitgevoerd werd verwacht dat het mogelijk zou zijn de RI-palen tot circa 10 m diep in de zeer vast gepakte pleistocene zandlaag, zie figuur 2, te kunnen inbrengen. De 6 proefpalen bestonden uit 34 m lange He

240B-profielen, die vanaf maaiveld werden ingebracht met een hoog frequent trilblok. De penetratiesnelheid werd daarbij geregistreerd. Uit de proef bleek dat het inbrengen van RI-palen onder de gegeven omstandigheden mogelijk was tot een diepte van circa NAP -29 m, circa 7,5 m in de vast gepakte pleistocene zandlaag. Het toepassen van een zwaarder trilblok bleek niet efficiënt vanwege de geringe massa van het profiel. De 6 palen zijn vervolgens onderworpen aan bezwijkproeven, waarna de resultaten zijn verwerkt in het definitief ontwerp. Naast de paaleigenschappen betreffende draagkracht is daarbij ook rekening gehouden met de mogelijkheden vanuit de uitvoering. Bij het uitvoeren van de bezwijkproeven voorafgaand aan het werk zijn uitsluitend vrijstaande enkele palen getest. Teneinde informatie te krijgen omtrent het gedrag van de RI-palen in een paalgroep zijn in opdracht van de uitvoerend aannemer Volker Staal en Funderingen 6 van de 1100 aan te brengen funderingspalen vooraf

geïnstrumenteerd. Op 9 niveaus langs de paalschacht werden door Fugro Ingenieursbureau rekstrookjes aangebracht, die vanaf het moment van de start van het leegpompen van de bouwkuip in de zomer van 2007 tot eind augustus 2008 continu zijn gemeten. Sindsdien is tweemaal een handmatige uitlezing verricht, de laatste eind 2009. Begin 2010 is de ruwbouw van het station opgeleverd. De resultaten van de metingen van paal nr. 52 zijn gepresenteerd in figuur 3. Deze paal staat aan de rand van de bouwkuip onder de tunnelwand. Van deze paal zijn de resultaten gepresenteerd van medio 2007 tot eind 2009 en het is dan ook zichtbaar hoe de belasting op deze paal van een maximale trekkracht na het leegpompen van de bouwkuip naar een drukbelasting gaat in de eindsituatie. In aanvulling op de gepresenteerde metingen zijn sonderingen uitgevoerd na het ontgraven van de bouwkuip en na paalinstallatie en zijn metingen verricht aan de rijzing van de onderwaterbetonvloer en de damwanden. De opbolling van de onderwater betonvloer is beperkt gebleven tot 5 mm. De RI-palen zijn voor de fundatie van het station RAI – Europaplein te Amsterdam met succes toegepast, waarbij in het ontwerp gebruik is gemaakt van de resultaten van de vooraf uitgevoerde paalproeven. Het aanbrengen van de palen is gepaard gegaan met beperkte trillingsen geluidshinder, waardoor dit type paal een

uitstekend alternatief was voor bijvoorbeeld vibrocombinatiepalen. Het uitvoeren van de monitoring tijdens de bouw heeft het inzicht in het gedrag van dit paaltype en het gedrag van paalgroepen in het algemeen, verder vergroot.

Literatuur: – Zanten, R. van en Jong, E. de, Rüttel-injectiepalen bewijzen zich in Nederlandse bodem, Civiele Techniek nr. 7, september 2010. – Kempen, I. van en Jong, E. de, Vibrated

VM-piles, design, testing and monitoring. Proceedings 11th DFI Conference London, 2010. – Borchert, K.-M., Mönnich, K.-D., Savidis, S. en Walz B., Tragverhalten von Zugpfahlgruppen für Unterwasserbetonsohlen, Baugrundtagung S. 25, Berlin, 1998. – Laube, M. en Rusack, T., Baugruben mit rückverankerter Unterwasserbetonsohle – Untersuchungsergebnisse aus Vorversuchen und Bauphase, Baustoffe in Praxis, Lehre und Forschung. Festschrift zum 65. Geburtstag von Prof. Dr.-Ing. F.S. Rostasy, p. 105-112, 1997 쮿

Figuur 2 Representatieve sondering.

Figuur 3 Resultaten monitoring paal 52.


41

Innovaties

BAUER Funderingstechniek levert gedegen Mixed-In-Place of Soil Mix oplossingen voor zowel dichtwanden als wel constructieve wanden. Door toepassing van het drievoudig doorgaand avegaar systeem en de door BAUER ontwikkelde pelgrimsgang wordt een maximale vermenging van de grond met toevoegmateriaal verkregen in zowel horizontale als verticale richting van de wand.

Eelco van der Velde BAUER Funderingstechniek B.V.

Mixed-In-Place wand techniek Figuur 1 MIP als kwelscherm.

1. Het aanbrengen Bij het uitvoeren van de Mix-In-Place, (MIP), techniek worden de te behandelen bodem en een bindmiddelsuspensie ter plaatse in de grond gemengd en gecementeerd. Daarvoor wordt de aanwezige korrelopbouw door middel van een speciaal boorwerktuig opgebroken, omgeslagen en worden de poriën met de bindmiddelsuspensie gevuld.

2. Werkmethode Aan de makelaar van een grote boorstelling zijn drie doorgaande avegaren ø 550 mm naast elkaar gemonteerd. Ter vervaardiging van de dichtwand wordt deze drievoudige avegaar onder suspensietoevoer

ingeboord. Na het bereiken van de einddiepte wordt middels tegengesteld draaien van de avegaren en bij gelijktijdige op en neer bewegen van de avegaren, de bodem - bindmiddelmengsel gemengd tot een homogeen eindproduct. Het resultaat is een versterkt en door de avegaren geometrie gedefinieerde, paneelvormig MIP-lichaam. Om de uitvoering van een doorgaande, voegenloze wand te garanderen, worden extra lamellen volgens de zogenoemde dubbele pelgrimsgang toegepast. ( Patent Bauer Spezialtiefbau GmbH,

1. Primaire lamel 2. Primaire lamel 1. Secondaire lamel 1. Extra lamel 2. Extra lamel 3. Primaire lamel

Figuur 2 Draairichting 3-voudige avegaren.

44


Figuur 3 Werkvolgorde dubbele pelgrimsgang.

Patent Nr. DE 102 38 646 B3 2004.04.01). Deze uitvoeringsvolgorde wordt gekenmerkt door een aanvullende bewerking op de overlapping van primaire- en secondaire lamellen. Daarmee wordt gegarandeerd, dat het geheel 2 maal door de drievoudige avegaren doorsneden en bewerkt wordt. Door de doorlopende, zogenoemde nat-in-nat vervaardiging van primaire-, secondaire- en vermenglamellen, ontstaat afhankelijk van het werktijdenritme een bijna voegenloze wand. Het resultaat is een zeer geringe waterdoorlatende van de totale wand (kf< 1x 10-8 m/s) De toepassing van de drievoudige avegaren garandeert – in combinatie met de dubbele pelgrimgang – de homogene doormenging van alle wanddelen. De productieparameters worden vastgelegd op het productie formulier. Er wordt voor elk lamel een productie formulier gemaakt.

3.Materieel De toegepaste boorstelling en menginstallatie worden gebouwd bij bedrijven, welke tot het Bauer-concern behoren.

Breedte Primaire lamel 1,70 Secondaire lamel 1,20

1 2 3 4 5

Figuur 4 Werkrichting.

3.1.BOORSTELLING

Er zijn drie verschillende stellingtypen ( RG 20 MIP, LRB 255 MIP en RG 25 MIP) geschikt voor de vervaardiging van MIP-wanden met 550 mm wanddikte. 3.2 MENGINSTALLATIE

Er wordt een op door de boorstelling benodigde capaciteit afgestemde chargemenger MAT 13/10 ingezet. De installatie is geautomatiseerd en wordt door de boorstelling machinist met behulp van een afstandbediening aangestuurd.

4. Kwaliteitsborging

Silo(s) Opvoerschroef Chargemenger Bakken met roerders Monopomp

Figuur 5 MIP mengcentrale.

Omwentelingen van de boormotor Diepte. De productieparameters worden vastgelegd op het uitvoeringsformulier; [ Meetdata (MEDEF)protocol ]. Er wordt voor elk lamel een productie formulier gemaakt. Ter controle van de suspensie-eigenschappen worden regelmatig monsters uit de verse sleuf genomen. Van deze monsters worden, volgens de vooraf in het QS- Plan vastgelegde testprogramma de eigenschappen van de vloeibare suspensie als van de verharde MIP- wandmassa gecontroleerd.

4.1. VOOR DE UITVOERING

Tijdig voor het begin van de uitvoering kunnen van de plaatselijke bodem en grondwater monsters genomen worden. Door middel van geschiktheidonderzoek, welke in eigen bedrijfslaboratorium wordt uitgevoerd, kunnen zowel de samenstelling van de bindmiddelsuspensie, als de doormenghoeveelheid bepaald worden. Beide worden op de desbetreffende toepassing afgestemd. Onder verwijzing naar referentieprojecten kan het geschiktheidonderzoek verkort worden of geheel vervallen. Wij kunnen daarvoor op een omvangrijke databank uit meer dan 10 jaar MIPtoepassingen terugvallen. In dit geval wordt de suspensie-samenstelling bepaald aan de hand van de uitvoerige beschikbare grondgegevens en de opgedane MIP-wand ervaringen met gelijksoortige grondslag en projecteisen. 4.2. TIJDENS DE UITVOERING

De bepalende productieparameters worden door de machinist permanent gecontroleerd. Deze parameters zijn: Suspensie debiet Suspensie hoeveelheid Inboor- en uitboortijd

5. Kenmerken AVEGAAR MET DOORGAAND SCHROEFBLAD

In onderscheid tot andere bodemmengtechnieken wordt bij MIP- methode met avegaren met een doorgaand schroefblad gewerkt. Daardoor wordt een verticaal materiaaltransport in het lamel verkregen. Op de hiernaast staande afbeelding is de draairichting van de enkele avegaren tijdens het inboren aangegeven. Tijdens het homogeniseringsproces worden de avegaren voortdurend als volgt gedraaid: Nr.1 linksom volgens de boorspoed Nr.2 linksom tegen de boorspoed in Nr.3 rechtsom volgens de boorspoed. De avegaren 1 en 3 voeren materiaal op, dat wil zeggen dat het grond- bindmiddelmengsel vertikaal naar boven wordt gevoerd. Avegaar 2 drukt materiaal vertikaal naar beneden. Er ontstaat een materiaalkringloop in de lamel, waarbij alle doorsneden bodemlagen gelijkmatig met de bindmiddelsuspensie worden vermengd. Enkel door het gebruik van avegaren met doorgaande schroefbladen is het mogelijk om in wisselende bodemlagen een constante materiaalkwaliteit over de lamelhoogte te garanderen.

1

2

3

Figuur 6 Menging en verticaal transport.

DUBBELE PELGRIMSGANG

Zoals onder punt 2 is omschreven worden bij de dubbele pelgrimsgang de overlappingsgedeelten van de primaire- en secondaire lamellen nogmaals overboord. Deze werkmethode heeft met het oog op de wandkwaliteit meerdere voordelen. Wordt bij nat-in-nat-aanbrengen de secondaire lamel opdiepte gebracht, dan kan de nog niet volledig gehomogeniseerde grond in het zachte primaire lamel gedrukt worden. Door de uitvoering van de extra lamellen wordt ook hier een volledige homogenisering verkregen. Een verder voordeel is de herstellende werking bij afwijkingen t.o.v. de loodrechte stand. Zoals bij alle boorwerkzaamheden in de funderingswerkzaamheden kan het belasten van de boorstelling tot kleine verticaliteitafwijkingen leiden. Met het oog op de functionaliteit van de dichtwand is het van belang, dat er tussen de enkele lamellen geen onvolkomenheden en lekken ontstaan. De extra lamellen waarborgen een volledige aansluiting en daarmee de dichtheid van de wand. De inzet van avegaren met doorgaande schroefbladen in combinatie met de dubbele pelgrimsgang garandeert in x-y-z richting de homogeniteit van de dichtwand.


45

Innovaties Ir. Thomas Bles Geotechnical risk manager, Deltares

bouw. Ontwerp, engineering en uitvoering praten te weinig met elkaar. In de geotechniek werd uitvoeringskennis van oudsher niet structureel gebruikt in de ontwerpfase, met alle gevolgen van dien. Nog altijd wordt ruim 11 procent van alle damwandervaringen als ‘slecht’ gekwalificeerd. Bij het gebruik van planken langer dan 20 meter is dat zelfs 19 procent. En 14 procent van alle ervaringen met prefab palen groter dan vierkant 400 mm is ‘slecht’. Er valt dus nog een wereld te winnen. En inmiddels gebeurt dat gelukkig ook, zoals met GeoBrain.

Zelflerend brein

Foto: Suzanne Dorrestein

Geotechniek zijn we samen Wie een jaar of tien geleden zei dat risicomanagement en communicatie net zo belangrijk waren voor het succes van geotechniek als die techniek zelf, werd glazig aangekeken. Gelukkig is er de afgelopen jaren sprake van een omslag. Op steeds meer plekken in het vak groeit het besef dat technische innovatie alléén niet meer voldoende is om de kwaliteit van onze output te verbeteren. Wetenschappelijk onderzoek en de toepassing daarvan is de essentie van het vak. Maar voorwaarde voor ‘succes’ is de organisatie van het proces waarbinnen die techniek wordt ingezet.

Beslissingsondersteunende rol

46


GeoBrain Funderingstechniek is een zelflerend ‘brein’ dat specialistische uitvoeringskennis centraal en gestructureerd ontsluit. En het mooie: met elke nieuwe ervaring wordt dit collectieve geheugen slimmer. Er is al een brein voor funderingstechniek, die voor boortechniek en bouwtrillingen zijn in ontwikkeling.

Er is al zoveel kennis, we hebben samen al zoveel ervaren; we moeten die kennis vooral beter gebruiken. Juist op de grens van proces en techniek is daarom nog veel winst te boeken – op het juiste moment op de juiste manier de juiste techniek toepassen. Om vast te stellen wat dat ‘juiste’ precies is, zijn risicomanagement en risicogestuurd kennisdelen fundamenteel. Te vaak zit kennis nog vooral in het hoofd van de expert. En te vaak wordt het niet of nauwelijks gedeeld tussen de verschillende partijen in het proces. Dat is onder meer het gevolg van de traditionele segmentering in de

Ontwerpers kunnen, gecombineerd met hun eigen expertise, met GeoBrain betere ontwerpen maken en uitvoeringsrisico’s al in hun ontwerp meenemen. Aannemers kunnen de uitvoering verbeteren en opdrachtgevers zijn er zeker van dat risico’s worden beheerst. Het EIB heeft aangetoond dat GeoBrain Funderingstechniek inderdaad waarde toevoegt. Directe kostenworden kleiner en op indirecte kosten wordt bespaard doordat vertragingen worden voorkomen en de kwaliteit en imago worden verbeterd. In de Eurocode (EN 12063) staat dat de keuze voor de inbrengmethode moet plaatsvinden ‘op basis van vergelijkbare ervaring of een wiskundige analyse van het inbrengproces’. Die ervaringen verzamelen we dus al enkele jaren in GeoBrain. De verzamelde data maakt het

Ervaring opslaan in database

Samenwerking van vakspecialisten

bovendien mogelijk voorspellingsmodellen te valideren en te verbeteren. En ook de gegevens zelf zijn een bron van informatie (zie kader).

Kenniscirkel GeoBrain sluit de kenniscirkel. Kennis wordt verzameld, toegankelijk gemaakt en daardoor beter toegepast zodat de kans op schade wordt verkleind en de faalkosten worden verlaagd. Het succes van deze aanpak blijkt ook uit de 2700 ervaringen die funderingsbedrijven inmiddels hebben gedeeld. En sinds 2008 is het gebruik van het voorspellingsmodel door ingenieurs meer dan verdubbeld, mede door de koppeling die is gemaakt met MSheet en MFoundation. GeoBrain is slechts één van de instrumenten. Er wordt inmiddels gewerkt aan een toolbox waarin ‘alle’ kennis voor het ontwerpen van bouwputten wordt geïntegreerd, zoals risicolijsten, ervaringen, mogelijke maatregelen, gegevens over de ondergrond, vuistregels, literatuur, ontwerpsoftware, enzovoort. Zodat we voor verschillende fasen en voor verschillende onderdelen en projecten alles op het juiste detailniveau en geïntegreerd kunnen inzetten. In Europees verband is EuroGeoSystems een goede ontwikkeling. Vanuit een risicomanagement-aanpak wordt de gebruiker begeleid in het stellen van de juiste vragen om zo inzicht te krijgen in de risico’s. Als op tijd de juiste vragen worden gesteld, gaat een gebruiker namelijk ook op zoek naar de juiste antwoorden. En ook die worden door EuroGeoSystems op termijn geleverd, in de vorm van leerervaringen uit onderzoek en de praktijk.

Ambitie Het programma Geo-Impuls wil in 2015 het geotechnisch falen met meer dan de helft heb-

ben teruggebracht. Een ambitieuze doelstelling en daarmee één die de branche maximaal uitdaagt. Geo-Impuls bestaat voor bijna de helft uit onderwerpen waarin de organisatie ván en de omgang mét techniek – en daarmee dus het proces – centraal staat. Maar voor innovatie is nog één ingrediënt onontbeerlijk: een lange adem. Verandering komt maar langzaam op gang, zeker in de bouw. Op zich is dat niet vreemd. De sector is kapitaalsintensief, de belangen zijn groot en ook de risico’s. De branche zoekt de oplossing vaak in een verdieping van de techniek. Maar waar het echt om gaat is een cultuurverandering. Zaken morgen op een andere manier doen dan vandaag. Dat vraagt

De GeoBrain-database levert veel interessante informatie op. Wist u dat: Van elke ingebrachte1000 planken er 15 niet op diepte komen? Uitvoeringsrisico’s bij geheide planken groter zijn dan bij getrilde planken? 7% van alle ervaringen met prefab palen ‘slecht’ gekwalificeerd worden? Bij ervaringen met prefab palen korter dan 15 meter vrijwel geen slechte

kwalificaties aanwezig zijn (1,5%)? Bij gebruik van dieselblokken minder vaak paalbreuk wordt geconstateerd

t.o.v. gebruik van hydraulische heiblokken en bij gebruik van hydraulische heiblokken minder vaak (kop)schade aan de paal wordt geconstateerd? 9% van alle ervaringen met vibropalen als slecht worden gekwalificeerd? In meer dan 5% van de ervaringen met vibropalen problemen zijn geweest met bleeding? De grondslag van de bouwplaats (de toplaag) sterk gecorreleerd is met

om overtuigingskracht en doorzettingsvermogen. Een gemiddelde innovatie in de bouw doet er tien tot vijftien jaar over om tot volle wasdom te komen, soms zelfs langer. En altijd is er een kopgroep, een groot peloton en een groepje achterblijvers. Het besef is belangrijk dat we elkaar nodig hebben om uiteindelijk de status van ons vak te verhogen en onze klanten een beter product te bieden. De faalkosten moeten omlaag en die faalkosten kunnen omlaag. Laten we niet vergeten: hoe goed we individueel ook zijn, als collectief zijn we altijd beter. Deel ervaringen. In het belang van het individu, de organisatie en het collectief. Geotechniek zijn we samen.

uitvoeringsproblemen? Projecten bij een slappe toplaag ervaren meer problemen dan projecten met een stijve grondslag. Veel correlaties in eerste instantie contra-intuïtief zijn, maar mogelijk worden veroorzaakt doordat in complexere situaties met grotere risico’s maatregelen worden genomen? Zo is er een naar verhouding hogere faalkans bij ervaringen met de volgende kenmerken (die naar verwachting risicoverlagend werken): - Hogere voorspanning en betonkwaliteit bij prefab palen - Gebruik GLS-funderingsmachine – Gebruik spuiten/fluïderen - Gebruik nieuwe damwandplanken – Gebruik U-damwandprofielen


47

Geotechniek in alle dimensies

Royal Haskoning heeft bij de adviesgroep Civiele Constructies & Geotechniek in Nijmegen ruimte voor een geotechnisch ingenieur met internationale ervaring. Als geotechnisch ingenieur bij Royal Haskoning werk je wereldwijd aan uitdagende projecten en kun je geregeld als expert uitgezonden worden naar het buitenland. Ben je ambitieus, ﬂexibel, een teamworker en spreekt bovenstaande je aan? Neem dan contact op met Joost van der Schrier, tel. 024-3284657

www.werkenbijroyalhaskoning.com

Binnenstedelijk bouwen

Uw ambitie een succes Binnenstedelijk bouwen kent risico’s. Deltares heeft de kennis en ervaring om die tot een minimum te beperken. Vaak worden we achteráf ingeschakeld, om problemen op te lossen. Voorkómen is natuurlijk beter. Ook dat doet Deltares. State-of-the-art kennis combineren we met jarenlange ervaring met complexe stedelijke bouwprojecten. Voor succes is niet de beschikbaarheid van technische kennis doorslaggevend, maar de toepassing ervan op het juiste moment en de juiste manier. Deltares – voor de zekerheid

www.deltares.nl | [email protected] | +31 88 335 7200

14E JAARGANG DECEMBER 2010 NUMMER 5 FUNDERINGSDAG 2010 THEMA-UITGAVE

Recommend Documents