Golfoverslag en sterkte binnentaluds van dijken

Transcriptie

1 Golfoverslag en sterkte binnentaluds van dijken Rapport Predictiespoor SBW OPDRACHTGEVER: Directoraat-Generaal Rijkswaterstaat; Dienst Weg- en Waterbouwkunde PROJECTNUMMER: 05i028 VERSIE: 2.1 Fase D

2 Projectgegevens Titel: Versie: Opdrachtgever: Projectnummer: Partners: Omschrijving project: Golfoverslag en sterkte binnentaluds van dijken. Rapport predictiespoor SBW. 2.1 Fase D Directoraat-Generaal Rijkswaterstaat; Dienst Weg- en Waterbouwkunde 05i028 GeoDelft en WL Delft Hydraulics Het faalmechanisme van binnentaluds van dijken bij golfoverslag is nooit goed onderzocht. Toetsregels in de VTV zijn daarom ook nauwelijks gevalideerd, net als recent ontwikkelde theoretische faalmechanismen. Het SBW-project wil de sterkte van binnentaluds van dijken bij golfoverslag beter in kaart brengen. Het uiteindelijke doel is de regels in de VTV te verbeteren op basis van gevalideerde modellen. Uitgevoerd door: Begeleid van opdrachtgevers zijde Hiertoe is in ComCoast al een zogenaamde golfoverslagsimulator ontwikkeld en zullen bij Delfzijl in maart 2007 in-situ proeven worden uitgevoerd. Dit rapport beschrijft hoe men op basis van bestaande kennis kan komen tot een goede predictie van deze proeven in Delfzijl. Daarnaast wordt rekening gehouden met andere actoren. dr ir J.W. van der Meer (Infram) ir H.J. Verheij (WL Delft Hydraulics) ir J. Lindenberg (GeoDelft) ir A. van Hoven (GeoDelft) dr ir G.J.C.M. Hoffmans

3 Inhoudsopgave 1 Plan van aanpak predictiespoor Doelstelling en actoren Doelstelling Actoren in het veld Kosten-baten analyse van het onderzoek Opzet van het onderzoek Huidige stand van zaken (fase 1) Wiskundig modelleren (fase 2) Hydraulische belasting Faalmechanismen Proeven (fase 3) Predictie Parameterbepaling Logistieke uitvoering Monitoring van de proeven Evaluatie van de proeven (fase 4) Welke proeven? ComCoast SBW Golfoverslagbak bij Petten 10 2 Modelleren hydraulische belasting Overzicht relevante parameters Gemiddelde hydraulische condities bij zeedijken Golfoverslagdebiet en overslagvolumes Snelheden en laagdiktes op de kruin bij golfoverslag Verloop van snelheden en laagdiktes in de tijd 22 3 Faalmechanismen binnentalud Erosiemodellering Inleiding Beschikbare relevante kennis 31 EPM (Erosiegevoelige Plekken Model) 31 Sterkte graszode 33 Afhankelijkheid c E van vegetatie en grondkarakteristieken Predictie model Equation Section (Next) Slotopmerkingen Oppervlakkig afschuiven binnentalud Handreiking Constructief ontwerp figuur Edelman Joustra Martin Young Plaxis PlaxFlow 44

4 4 Parameterbepalingen Inleiding Erosiemodel Oppervlakkig afschuiven binnentalud Grondcategorie Dijkopbouw en ligging freatisch vlak Doorlatendheid Wrijvingseigenschappen grond Wortelcohesie 50 5 Predictie Erosie Oppervlakkig afschuiven binnentalud Inleiding Handreiking Constructief ontwerp figuur Edelman Joustra Edelman Joustra volgens VTV Martin Young Infiltratie met PlaxFlow Plaxis 66 6 Aansluiting SBW bij ComCoast proef Delfzijl Meten van snelheden en laagdiktes tijdens de proef Snelheid van overslaand water Infiltratieproef Erosieproef op kale klei 69 7 Monitoring Oppervlakkig afschuiven Algemeen Infiltratie- en waterspanningsmetingen 71 8 Aanbevelingen 73 Referenties Bijlage 1. Overflow tests on dike embankments Bijlage 2. The wave overtopping simulator Bijlage 3. Opening golfoverslagbak Bijlage 4. Opbouw gestructureerde kleilaag op Nederlandse dijken Bijlage 5. Beknopte samenvatting belangrijkste gegevens gras en klei

5 1 Plan van aanpak predictiespoor 1.1 Doelstelling en actoren Doelstelling SBW staat voor Sterkte en Belastingen Waterkeren. Binnen dit project van de Rijkswaterstaat (in opdracht van DG Water) bestaat het onderdeel Faalmechanismen en één van die faalmechanismen is het bezwijken van een dijk bij golfoverslag. Dit SBW-onderdeel richt zich op het in kaart brengen van dit bezwijkmechanisme en het afleiden van praktische toets- en ontwerpformules. Allereerst is een plan van aanpak is geschreven (Van der Meer et al., 2006). Dit plan van aanpak wordt in het onderhavige rapport uitgewerkt. In dit hoofdstuk worden de voornaamste onderdelen van het plan van aanpak herhaald en eventueel herzien. De uitwerking, gericht op het predictiespoor, volgt in de verdere hoofdstukken. De doelstelling van dit onderdeel van SBW wordt als volgt omschreven: Middels onderzoek een realistisch inzicht krijgen in het totale faalmechanisme van de binnenzijde van dijken bij golfoverslag. Dit betreft erosie en uitspoeling en binnenwaarts afschuiven, zowel diepe als oppervlakkige afschuiving. Het eindresultaat (product) is een actualisatie van de regels in de huidige VTV, met een daaronder liggend Technisch Rapport. Het voorstel voor aanpassing van de VTV zal in overleg met de projectleider van de VTV gebeuren Actoren in het veld Bij ComCoast wordt gekeken naar overslag- en overstroombestendige dijken. Dit project voorziet in 2006 in het opzetten van een testlocatie voor een met geotextiel versterkt binnentalud en het uitvoeren van de eerste golfoverslagproeven met een golfoverslagsimulator in maart Dit project is voor SBW van belang omdat hier voor het eerst een dijk middels een overslagsimulator zal worden beproefd en omdat dit project ook voorziet in de beproeving van een niet versterkt proefvak (traditionele grasdijk) als referentie. Het predictiespoor in dit rapport zal zich dan ook voornamelijk richten op een voorspelling van de uitkomsten van dat onderzoek. Daarnaast is het mogelijk zinnig om mee te liften met dit onderzoek en een aantal zaken meer in detail te bekijken dan de bedoeling is bij ComCoast (vanuit ComCoast is het vooral een kijkproef). Inmiddels is het project IJkdijk opgetuigd. Doelstelling is in een polder nieuwe stukjes dijk te maken, te instrumenteren en deze in de komende vier jaar te beproeven. Het meten aan de dijk, met alle mogelijke instrumentatie, is een hoofdonderdeel, maar voor toepasbaarheid van resultaten worden faalmechanismen die bekend zijn, gemodelleerd en beproefd. Zo staan er ook proeven met de golfoverslagsimulator op het programma. Als dit project IJkdijk doorgaat, is het interessant om voor het onderhavige SBW-onderdeel bij dit project betrokken te zijn. Vanuit de toetsregels in de VTV ligt de nadruk op grasdijken die een verschillend beheer kennen. Hier zal het SBW-project zich ook voor een deel op richten. Een langjarig onderzoek naar extensief beheerde dijkvakken betrof vele dijkvakken in Nederland. Op de Waddenzeedijk in Friesland liggen drie dijkvakken die vijftien jaar lang op verschillende wijze zijn beheerd. Dit is bij uitstek een locatie om vergelijkend onderzoek uit te voeren. Mogelijk is 1

6 het zinnig op den duur andere dijkvakken in Nederland ook te onderzoeken. In Zeeland is de kleibekleding in het algemeen van een andere kwaliteit dan in Friesland. Ook het beheer van de dijk is daar anders. Mogelijk is onderzoek op dijken in Zeeland zinnig in vergelijking met de dijkvakken in Friesland. Ook bij rivierdijken speelt golfoverslag een belangrijke rol in de veiligheid en hoogte van deze dijken. De maatgevende belasting bestaat veelal uit kleinere, maar meer, golven dan in het zeegebied. Golfoverslag ziet er dus anders uit dan op zeedijken. Dit zou ook met een golfoverslagsimulator kunnen worden onderzocht. In het EU-onderzoeksprogramma FLOODsite wordt gekeken naar inundatiemodellering. Het faalmechanisme golfoverslag en bezwijken binnentalud speelt hierbij een belangrijke rol. Inmiddels hebben partners van FLOODsite te kennen gegeven in de overslagproeven geïnteresseerd te zijn. Mogelijk kan van hieruit ook steun worden verwacht (inzet aioonderzoek). De partijen die bij dit SBW onderzoek betrokken zijn of zullen worden zijn: Infram kennis omtrent golfoverslag en ontwikkeling golfoverslagsimulator GeoDelft geotechnische kennis faalmechanismen WL Delft Hydraulics kennis sterkte gras en klei Alterra kennis gras en beheer Verder is de TUDelft betrokken bij de modelpredictie (Block A van ComCoast) middels een student en is het ook mogelijk middels DelftCluster een andere student erbij te betrekken. Intussen zijn vier studenten van de Hogeschool Leeuwarden afgestudeerd op het onderwerp golfoverslag en sterkte binnentaluds van dijken. Zij hebben hiervoor de tweede prijs gekregen in de landelijke competitie naar beste afstudeerwerk van Hogescholen onder auspiciën van de VBKO. 1.2 Kosten-baten analyse van het onderzoek Een meerjarig onderzoek naar de sterkte van binnentaluds van dijken bij golfoverslag kost veel geld, vooral ook omdat veel onderzoek in het veld moet worden gedaan (grondonderzoek en proeven met de golfoverslagsimulator). Aan de andere kant, een goede beschrijving van de faalmechanismen van een dijk bij golfoverslag geeft de werkelijke sterkte die een dijk heeft en zodoende hoeven dijken op hoogte niet onnodig te worden afgekeurd uit gebrek aan kennis (en dus een overmaat aan veiligheid). Daarbij komt dat dijkversterkingen beduidend duurder zijn dan het uitvoeren van proeven. Bovenstaande kwalitatieve beschrijving is onderstaand omgezet in een kwantitatieve beschrijving met een zogenaamde kosten-baten analyse. Bij deze analyse is in kaart gebracht wat zoal het totale onderzoek zal kosten en dat is afgezet tegen mogelijke besparingen in dijkverhoging. Onderzoek zal worden uitgevoerd naar erosiebestendigheid van de bekleding binnentalud en naar infiltratie (afschuiving) bij golfoverslag. Mogelijke onderzoekslocaties zijn Delfzijl (ComCoast), Boonweg, Afsluitdijk, dijken Zeeland en de IJkdijk. De IJkdijk zal mogelijk het grootste progamma zijn. Afgaand op de kosten voor het ComCoast onderzoek bij Delfzijl, wordt elk onderzoek geschat op De overslagproeven bij de IJkdijk worden geschat op 1 2 miljoen 2

7 euro. Globaal zou daarmee het totale onderzoek naar sterkte binnentaluds bij golfoverslag komen op miljoen euro. Om een kwantitatieve schatting van de baten te krijgen, is de Landelijke Rapportage Toetsing 2006 bestudeerd, met de achterliggende rapportage omtrent categorie a en b keringen. In de rapportage is onderscheid gemaakt in categorie a (primaire keringen), b (verbindende dammen) en c (geen buitenwater kerend). Voor elk dijkringgebied is gezocht naar het toetsoordeel op het mechanisme hoogte (HT) en stabiliteit grasbekleding (STBK). In dit laatste mechanisme STBK gras, zit stabiliteit tegen golfklappen en oploop (buitentalud) en erosie en afschuiven door golfoverslag (binnentalud). Het onderscheid tussen binnen- en buitentalud kan niet uit de rapportage worden gehaald. Toetsoordelen zijn goed, voldoende, onvoldoende en geen oordeel. Bij geen oordeel is het mogelijk dat er nog onvoldoende gegevens zijn om een toets uit te voeren, dat een gedetailleerde of geavanceerde toets nog niet is uitgevoerd, of dat kennis voor een verdere toetsing ontbreekt. Het totaaloverzicht voor alle dijkringgebieden is gegeven in tabel 1.1. Niet alle dijkringgebieden hebben met (zware) golfaanval en golfoverslag te maken. Er zijn dijken in het bovenrivierengebied die mogelijk niet op hoogte voldoen, maar waarbij de golfaanval mogelijk beperkt is. Om deze reden is nogmaals een overzicht samengesteld, maar nu alleen voor dijkringgebieden 1 tot en met 35, welke voornamelijk aan zee- of meerkust liggen of in het benedenrivierengebied. Dit overzicht is gegeven in tabel 1.2. lengte [km] goed voldoet voldoet niet geen oordeel Categorie a HT STBK Categorie b HT STBK Categorie c HT STBK lengte [km] goed voldoet voldoet niet geen oordeel Cumulatief HT STBK Tabel 1.1. Toetsoordeel voor alle dijkringgebieden op mechanismen HT en STBK-gras lengte [km] goed voldoet voldoet niet geen oordeel Categorie a HT t.e.m. dijkring 35 STBK Categorie b HT STBK Categorie c HT t.e.m. dijkring 35 STBK lengte [km] goed voldoet voldoet niet geen oordeel Cumulatief HT STBK Tabel 1.2. Toetsoordeel voor dijkringgebieden 1 t.e.m 35 op mechanismen HT en STBK-gras 3

8 In dit laatste geval voldoet 65 km dijk niet op hoogte en is er geen oordeel voor 267 km. Wat betreft stabiliteit van de grasbekleding voldoet 116 km dijk niet en is er voor 377 km geen oordeel. Voor een deel zal de grasbekleding betrekking hebben op het buitentalud en niet op de kruin en binnentalud (overslag). Als een deel niet wordt meegenomen, zal het totaal in de buurt komen van het deel dat op hoogte is afgekeurd of geen oordeel heeft. Er wordt vanuit gegaan dat het oordeel op hoogte dezelfde dijkvakken betreft als waar gras op het binnentalud is beoordeeld. Uiteindelijk gaat het dan om 65 km afgekeurde dijk en 267 km met geen oordeel. Bij de afgekeurde kilometers dijk op hoogte zit ook de Afsluitdijk met 29 km. De verbeteringskosten voor de Afsluitdijk worden volgens het toetsrapport geraamd op 750 miljoen. Dit betreft dan waarschijnlijk de Afsluitdijk naar een hoogte brengen waarbij hooguit 1 l/s per m overslag optreedt onder maatgevende omstandigheden (+ zeespiegelstijging) en dat is een behoorlijke verhoging ten opzichte van de huidige hoogte. Met goed onderzoek kan in beeld worden gebracht of de Afsluitdijk niet lager kan, eventueel met een (meer) overslagbestendige kruin en binnentalud. Onderzoek met de golfoverslagsimulator kan daarbij helpen, zowel om het faalmechanisme goed in kaart te brengen, als om eventuele overslagbestendige maatregelen te testen. Geschat wordt dat onderzoek minimaal 100 miljoen besparing kan opleveren. Het aantal overblijvende kilometers afgekeurde dijk is dan 36 km. Met goede resultaten in het onderzoek is het mogelijk de grens tussen veilig en onveilig scherper te stellen dan nu het geval is. Aan de andere kant zullen in de komende tijd een aantal vakken worden aangepakt voordat onderzoeksresultaten tot een bijstelling kunnen leiden van het toetsresultaat. Geschat wordt dat minimaal 20% met nieuwe toetsresultaten kan worden gered. Dit is 7 km. Omtrent 267 km is er geen oordeel. Voor een deel zal dat komen omdat er nog geen goede geavanceerde toetsmethode voorhanden is. Juist hier kan onderzoek zijn waarde bewijzen. Geschat wordt dat met de resultaten van het onderzoek een groot deel van deze dijkvakken van een oordeel kunnen worden voorzien. Geschat wordt dat door een betere toetsmethode 50% van de dijken alsnog worden goedgekeurd. Dit is133 km en met de 7 km van alsnog goedgekeurde dijken als bovenstaand, komt de besparing op 140 km dijk die niet hoeft te worden verhoogd. In de toetsrapportage worden maatregelen voorgesteld met bijbehorende kosten. Het versterken/verhogen van 1 km dijk hangt natuurlijk van veel omstandigheden af. Geschat wordt dat verbeteringskosten gemiddeld ongeveer 2 miljoen per km bedragen. De besparing door goed onderzoek zou dan ongeveer 280 miljoen bedragen. Tot slot moet ook verder naar de toekomst worden gekeken dan alleen de 5 jaar van een toetsronde. Met name zee- en meerdijken zijn veel hoger dan de stormvloedstand of maatgevend hoogwater. Het zijn vooral de golven die veroorzaken dat deze dijken veel hoger moeten zijn dan maatgevend hoogwater. Maar daar zit ook de grote kans voor de toekomst. Door dijken meer of volledig overslagbestendig te maken hoeft in principe de komende eeuwen de dijk niet omhoog (dit is anders bij rivierdijken). Het voorgestelde onderzoek naar sterkte van binnentaluds bij golfoverslag zou zich dan ook niet alleen moeten richten op grasdijken, maar voor een deel ook op de sterkte van overslagbestendige systemen. De besparingen die hierbij mogelijk zijn, zijn waarschijnlijk een veelvoud van de bovengenoemde besparingen. Voor de baten-kant worden ze hier echter buiten beschouwing gelaten. In totaal wordt verwacht dat op basis van de onlangs gereed gekomen toetsronde er met gedegen onderzoek ongeveer miljoen kan worden bespaard. Het onderzoek 4

9 werd geschat op orde miljoen. De baten/kosten-verhouding ligt daarmee globaal op De conclusie is overduidelijk dat in dit geval onderzoek loont en grote besparingen op kan leveren. Met gestelde kosten van het onderzoek en geschatte kosten van 1 km dijkverhoging, is het al voordelig om dit onderzoek uit te voeren als er maar op 3 km dijk kan worden bespaard. 1.3 Opzet van het onderzoek Het grondgedachte voor het predictiespoor is geschreven volgens het KOLB-principe ( Dit houdt in dat eerst de mogelijke faalmechanismen worden beschreven op basis van bestaande kennis (wat neem je waar? - feeling). Dus een beschrijving van de huidige stand van zaken. Voor zover mogelijk worden dan de faalmechanismen zo goed mogelijk in wiskundige termen beschreven (reflectie op waarnemen watching). Op basis hiervan kan een onderzoek worden opgezet, waarbij nagedacht wordt over de hydraulische belasting en over de te monitoren zaken (begripsvorming - thinking). In de vierde en laatste fase wordt het onderzoek uitgevoerd en geëvalueerd (actief experimenteren, leren doing). Omdat in ons geval het uitvoeren van de proeven dichtbij het opzetten van de proeven zit, wordt de daadwerkelijke uitvoering daar ondergebracht. Deze derde fase betreft dus het uitvoeren van proeven. De evaluatie is dan de laatste fase. De vier verschillende fasen/onderdelen worden nu verder toegelicht. 1.4 Huidige stand van zaken (fase 1) In het verleden is onderzoek gedaan naar overstromen van dijken (geen golfoverslag), extensief beheer van dijken, sterktebepaling in grote golfgoten, etc. Ook zijn de ontwerpregels van toelaatbare golfoploop veranderd in regels van toelaatbare golfoverslag. Op basis van al dit onderzoek zijn uiteindelijk de regels in de VTV opgesteld. Dit betekent dat de regels in de VTV niet (of slechts in zeer beperkte mate) gebaseerd zijn op observatie en analyse van het gedrag van dijken bij golfoverslag in natuurlijke of op ware schaal gesimuleerde omstandigheden. Hierbij is met name het gedrag direct voorafgaand aan of tijdens falen een grote omissie. Als basis is de beschikbare kennis omtrent proeven die ooit met overstromend water zijn gedaan, samengevat in bijlage 1. De conclusie is dat die resultaten moeilijk of zelfs onmogelijk zijn te vertalen naar golfoverslag. Er zijn maar twee onderzoeken op grote schaal uitgevoerd naar sterkte van binnentaluds bij golfoverslag. Dat is het WL-onderzoek H1565 in de Deltagoot in 1994 (Smith, 1994) en het onderzoek in de grote goot in Hannover (Möller et al., 2002). In het eerste onderzoek werd gedurende vele uren golfoverslag gesimuleerd over een grasdijk met een binnentalud van 1:2.5. Het onderzoek vond plaats in de zomer, dus met gras in goede groeicondities (dit in tegenstelling tot de toestand in de winter) en ook was de klei van goede kwaliteit. Figuur 1.1 geeft een beeld van het onderzoek, waarbij tot 25 l/s per m overslag werd gesimuleerd. Er werd geen enkele schade geconstateerd. 5

10 Figuur 1.1. Golfoverslagproeven in de Deltagoot (Smith, 1994) tot 25 l/s per m Het onderzoek in de grote goot van Hannover betrof golfoverslag op vers aangebrachte klei. Men heeft proeven gedaan met verschillende kleikwaliteiten. Al bij kleine overslaghoeveelheden van enkele l/s per m en na erg korte tijd van minder dan een half uur kwamen er geultjes in het binnentalud of vielen er al grote gaten in. Zie voor een indruk Figuur 1.2. Het verschil tussen het Deltagootonderzoek en het Duitse onderzoek op klei is erg groot. De werkelijke sterkte van een dijk ligt er waarschijnlijk tussenin en SBW richt zich hier op. Figuur 1.2. Resultaten van overslagproeven op verse klei op grote schaal (Moller et al. 2002) 6

11 1.5 Wiskundig modelleren (fase 2) Hydraulische belasting In eerste instantie moet duidelijk zijn hoe de waterbeweging op de kruin en het binnentalud eruit ziet en waardoor deze wordt veroorzaakt. Van belang is om vast te stellen wat de globale toetscondities zijn, omdat de grootte van golven en de geometrie van de zeezijde van de dijk bepalen hoe golfoverslag eruit ziet. Een gemiddeld overslagdebiet over de kruin van de dijk zegt op zich zelf niets over hoe daadwerkelijk de dynamische golfoverslag plaats vindt. De golfrandvoorwaarden en de dijk zelf zijn hiervoor bepalend. De hydraulische belasting is in hoofdstuk 2 beschreven. Ook is daar aangegeven hoe een proef, wat betreft de hydraulische belasting, kan worden opgezet Faalmechanismen De grastoets in de VTV geeft de huidige praktijk aan. Daarnaast zijn er recente ontwikkelingen door afstudeerders bij de TUD (Wilbert van den Bos erosie op kale plekken) en bij UNESCO IHE (Martin Young oppervlakkige afschuiving van de grasmat) en wat betreft de beschrijving van twee relevante faalmechanismen. Het toepasbaar samenvatten van de faalmechanismen levert de wiskundige formuleringen, die vervolgens bij de predictie van proeven kunnen worden gebruikt. Het faalmechanisme erosie op kale plekken voorspelt bijvoorbeeld de ontwikkeling van de kuildiepte en kuilafmetingen in de zode en het omklappen van de zode aan de benedenstroomse rand. Van belang hierbij zijn: de hydraulische belasting, de gras/kleikwaliteit en de zodesamenstelling. Voor het maken van een predictie is het dus nodig gegevens van deze parameters te verzamelen. Verder moet worden bedacht dat lokaal een kale plek aanwezig kan zijn, maar dat er ook locaties zijn waar een groot deel van de toplaag van slechte kwaliteit is. Het grasonderzoek in de Scheldebak in de jaren 90 kende enkele van dergelijke zoden. Belangrijk is ook te bedenken dat bij de ontwikkeling van een kuil op een kale plek op zeker moment interactie kan ontstaan met het faalmechanisme oppervlakkige afschuiving van de grasmat. Voor het mechanisme afschuiven binnentalud zijn er, afhankelijk of een glijvlak door de zode, er direct onder of nog dieper wordt beschouwd, diverse opties voor fysische beschrijving en het maken van een predictie. Het al dan niet optreden van het mechanisme wordt sterk bepaald door de mate van infiltratie en discontinuïteiten in de bodemopbouw onder de kruin en het binnentalud. Voorspelling van infiltratie is bijvoorbeeld mogelijk door gebruik te maken van de PlaxFlow module in de EE methode Plaxis. Hoofdstukken 3 en 4 gaan in op de faalmechanismen en de PlaxFlow berekeningen. 1.6 Proeven (fase 3) Predictie De beschreven faalmechanismen in zijn basis voor de predictie van proeven op een specifieke locatie. Aangegeven moet worden welke gegevens verzameld moeten worden om 7

12 een predictie van de proef te kunnen maken en wat de predictie voorspelt en wat de verwachte onzekerheid daarin is (indicatief), zie hoofdstukken 3 en Parameterbepaling Het kwantificeren van de parameters benodigd als invoer voor de predicties (bijv. graskwaliteit, zandgehalte toplaag, cohesie en plasticiteitsindex van klei) is onderdeel van deze opdracht. De bodemsamenstelling van de dijk speelt ook een rol, bijvoorbeeld als geen verschil is in grondgesteldheid tussen deklaag en kern (indien de dijk geheel uit klei zou bestaan) zal geen binnenwaarts afschuiven optreden. Het grondonderzoek zal moeten uitwijzen of een dergelijk proef zinvol is. Merk op dat voor de parameterbepaling het gras- en grondonderzoek door het ComCoast project zal worden aangeleverd. Ook deze uitwerking is in de hoofdstukken 3 en 4 gegeven Logistieke uitvoering De ontwikkeling van de golfoverslagsimulator zelf heeft plaats gevonden in het kader van ComCoast. Aangezien daar ook de eerste proef wordt uitgevoerd, zullen daar de eerste ervaringen met de logistieke zaken rondom een overslagproef worden opgedaan (vervoer en opstellen overslagsimulator, inrichten proef, pompen, bakken, etc.). Vooralsnog worden hier geen specifieke taken voorzien ten aanzien van de ComCoast proef (testen erosiebestendigheid gras) en een eventueel aanvullende SBW-proef (infiltratieproef en kale klei proef). Indien het grondonderzoek en de bijbehorende parameterbepaling aantonen dat de bodemsamenstelling niet geschikt is voor het uitvoeren van een afschuifproef betekent dit een no-go voor dit onderdeel van de beproeving. Indien het onmogelijk is om tijdig de predicties met Plaxis/Plaxis af te geven zal eveneens een no-go voor de afschuifproef gelden. Wel is het mogelijk infiltratie bij golfoverslag en overlopen te meten en te vergelijken. Eventueel aanvullende proeven en metingen worden in hoofdstuk 7 gegeven Monitoring van de proeven Onder monitoring wordt hier het vastleggen van de overslagproef verstaan. De monitoring omvat zowel het vastleggen van de proefomstandigheden (condities voor aanvang van de proef) als de belasting en respons van de dijk tijdens de overslagproef. In relatie tot de respons staan de mechanismen erosie en binnenwaarts afschuiven centraal. Monitoring van de belasting heeft tot doel de kenmerken van de (in de tijd variërende) golfoverslag vast te leggen (hoeveelheid water, laagdikte en stroomsnelheid). Infiltratie wordt eveneens als een (indirecte) belasting opgevat, zie voorgaande paragraaf. Vastleggen van de infiltratie als functie van de tijd en van de overslagkarakteristieken met behulp van daarvoor geschikte instrumenten is noodzakelijk om de relatie met de meer fundamentele parameters als doorlatendheid, wortelsterkte, erosiebestendigheid, enz. te kunnen bepalen. Belangrijke begincondities zijn kwaliteit bekleding direct voorafgaand aan de proef (kleikwaliteit, graskwaliteit als geheel, maar vooral ook afwijkingen, bijv. lokale open plekken, 8

13 scheuren in deklaag, vlakheid talud) en freatisch vlak en waterspanning in de dijk. De respons van de dijk wordt gekarakteriseerd door de schadeontwikkeling: kwaliteitsafname van de grasbekleding, erosie van de toplaag, verplaatsing en vervorming van kruin en talud, waargenomen scheurvorming (of verdieping/verbreding van bestaande scheuren), welvorming in het onderste deel van het talud of bij de bermsloot, enz. Monitoring van de vervormingen is gewenst om de PLAXIS predictie te kunnen valideren. In de hoofdstukken 6 en 7 wordt dieper ingegaan op de monitoring en de daarvoor beschikbare meetmethoden. 1.7 Evaluatie van de proeven (fase 4) Na de proeven zal een rapport worden opgesteld met de volledige resultaten en analyse van de proeven, inclusief modelvalidaties. Als het volledige onderzoek voldoende ver is gevorderd, zal een Technisch Rapport Sterkte dijken bij golfoverslag worden geschreven. Uiteindelijk zal een nieuwe, verbeterde en praktische toetsregel voor de VTV worden afgeleid. Deze activiteiten zelf vinden niet als onderdeel van dit rapport plaats, maar in een latere fase van het SBW of VTV project. 1.8 Welke proeven? ComCoast Workpackage 3 van ComCoast richt zich op de technische aspecten van het project en een onderdeel daarvan is ontwikkelen van ideeën rondom overslagbestendige dijken. Het plan van Royal Haskoning en Infram om de grasmat en kruin van een dijk met een geotextiel te versterken, is gehonoreerd met een praktijkproef. In mei 2006 is een proeflocatie gemaakt en deze wordt in maart 2007, wanneer het gras de winterconditie heeft, getest met de golfoverslagsimulator. Deze golfoverslagsimulator is inmiddels ontworpen en een prototype (1 m breed) is gebouwd en gekalibreerd. De werkelijke simulator (4 m breed) is gebouwd. De ontwikkeling en calibratie van de golfoverslagsimulator is beschreven in Van der Meer (2006). Een samenvatting is geschreven als paper voor de ICCE 2006 conferentie in San Diego. Deze is ter informatie als bijlage 2 opgenomen SBW Groningen/Friesland Dit onderdeel van het SBW-project is niet direct gericht op versterkte dijken, maar op de huidige traditionele grasdijken. Een aanscherping/validatie van de huidige regels in de VTV is het doel. Deze hebben betrekking op verschillend beheerde dijken (verschillende graskwaliteiten) en mogelijk verschillende kwaliteiten klei. Met betrekking tot verschillend beheer ligt er op de Waddenzeedijk in Friesland (Boonweg) een zeer geschikte proeflocatie om vergelijkend onderzoek uit te voeren. 9

14 Momenteel is de vraag wanneer de proeven aan de Boonweg zouden kunnen plaatsvinden. Als eerst van de ComCoast-proeven moet worden geleerd, dan kan dit pas in de winter van 2007/2008. Zeeland Om de invloed van een andere kwaliteit klei te onderzoeken, zullen andere dijken moeten worden getest. Eén proef is geen proef. Voor het verkrijgen van draagvlak voor geactualiseerde model relaties in de VTV zal de cirkel van KOLB diverse keren moeten worden doorlopen. Gekeken zal worden welke dijken geschikt zijn en hoeveel er onderzocht moeten worden. In Zeeland is bijvoorbeeld de kleibekleding in het algemeen van een andere kwaliteit dan in Friesland. Ook het beheer van de dijk is daar anders. IJkdijk Het IJkdijkproject kan mogelijk een aantal proeven op andere dijken vervangen en kan ook toegevoegde waarde leveren door heel specifiek aangelegde dijksecties te beproeven (bijvoorbeeld sterke grassoorten, versterkte binnentaluds, etc.). Indien de IJkdijk inderdaad doorgang vindt, dan zal het SBW-project mogelijk aansluiting kunnen vinden. Rivierdijken Ook bij rivierdijken speelt golfoverslag een rol in de veiligheid en hoogte van deze dijken met name waar de strijklengte enkele kilometers bedraagt. De maatgevende belasting bestaat veelal uit kleinere, maar meer, golven dan in het meer- en zeegebied. Bij rivierdijken speelt naast golfoverslag ook piping een rol. Omdat bij hoogwater (zandmeevoerende)wellen kunnen optreden is het opkisten hiervan onlosmakelijk. De grootte van een geactualiseerd golfoverslagcriterium dient met dit fenomeen rekening te houden. Afsluitdijk De Afsluitdijk is te laag volgens de recent opgelegde norm. Verhoging of versterking van het binnentalud is dan een mogelijkheid, maar ook het onderzoeken wat de Afsluitdijk nu werkelijk aan golfoverslag zou kunnen hebben. 1.9 Golfoverslagbak bij Petten De Pettemer Zeewering heeft een hoogte van 14 meter boven zeeniveau. Sinds 1995 voert Rijkswaterstaat op en voor deze dijk allerlei metingen uit om een beter zicht te krijgen hoe Nederland nog beter beschermd kan worden tegen de zee. Rijkswaterstaat meet de golven van 8 kilometer uit de kust tot bijna boven op de dijk. De metingen ver uit de kust worden uitgevoerd met golfmeetboeien. Dichter bij de kust bevindt zich een groot aantal meetinstrumenten, bevestigd aan de verschillende meetpalen. De instrumenten registreren de luchtdruk, het getij, de golven, de wind en de stroming. Een belangrijk meetinstrument, de oploopbaak, ligt in de dijk. Dit instrument meet hoe hoog golven tegen de dijk oplopen. Deze informatie wordt gekoppeld aan de meetinstrumenten op zee. Dit jaar is de meetsite uitgebreid met een golfoverslagbak. In deze bak wordt de hoeveelheid water dat tegen de dijk oploopt opgevangen en gemeten. Het SBW-doel van deze uitbreiding is de golfoverslag als functie van de tijd te meten gedurende maatgevende stormen tezamen met golfkarakteristieken op diep water. Omdat sprake is van hogere en langere golven is het niet uitgesloten dat de belastingscomponent op 10

15 de kruin van de dijk ook is toegenomen met als gevolg dat mogelijk te veel water over de kruin gaat bij maatgevende omstandigheden en huidige kwaliteit gras en klei op binnentalud. In de winter van 2006/2007 zullen opnieuw golf- en oploopmetingen worden uitgevoerd, met dan ook overslagmetingen. In het kader van deze opdracht is het meetplan (Dekker, 2006) omtrent golfoverslag in deze bak gereviewed. Dit is afzonderlijk gerapporteerd en het meetplan is aangepast. Op 1 november is de golfoverslagbak geopend (zie bijlage 3). De nacht ervoor was er een korte hevige storm met noordwestenwind die de eerste overslag heeft gegeven! 11

16 2 Modelleren hydraulische belasting 2.1 Overzicht relevante parameters Golfoverslag wordt veroorzaakt door golven die de dijk bereiken en zo hoog oplopen dat ze over de kruin van de dijk slaan. De relevante hydraulische parameters die uiteindelijk de golfoverslag bepalen, zijn hier de golfcondities en de geometrie van de dijk. Dit zijn golfhoogte, golfperiode en steilheid, stormduur en het buitentalud tot aan de kruin. Uiteindelijk bepaalt dan de vrije kruinhoogte hoeveel golfoverslag zal plaats vinden. Voor een specifieke locatie kunnen deze parameters worden bepaald. Voor meer toegepast onderzoek wordt niet naar een specifieke locatie gekeken, maar naar een gemiddelde situatie die representatief wordt geacht. Golfoverslag zelf wordt ook weer door een aantal parameters beschreven. De meest bekende is het gemiddeld overslagdebiet: de hoeveelheid water die in een storm over de dijk slaat, gedeeld door de stormduur. Belangrijke waarden in Nederland zijn 0,1; 1 en 10 l/s per m breedte. In werkelijkheid slaan golven onregelmatig over de dijk en elke overslaande golf brengt meer of minder water met zich mee. Belangrijke parameters zijn hier de verdeling van de overslaande volumes water per golf en het verloop van de snelheid en laagdikte tijdens een overslag. Voor de goede werking van de golfoverslagsimulator moeten deze parameters op de kruin bekend zijn en de simulator moet deze zo getrouw mogelijk simuleren. Als ze immers op de kruin goed worden gesimuleerd, dan zorgt de natuur er voor dat het op het binnentalud ook goed is. Voor een predictie van de sterkte van het binnentalud is het nodig het hydraulisch gebeuren op het binnentalud te schematiseren. De hydraulische parameters zijn hetzelfde als op de kruin, maar mogelijk moet het ingewikkelde gebeuren worden vertaald naar eenvoudiger parameters als verblijftijd van water op het talud en een rekensnelheid (en laagdikte) die de hele proef karakteriseert. Dit hoofdstuk beschrijft de relevante golfcondities die tot golfoverslag leiden en het gebeuren van golfoverslag op de kruin. De schematisatie van relevante hydraulische parameters voor een sterktemodel worden in hoofdstukken 3 en 4 beschreven, omdat ze afhangen van het beschouwde sterktemodel. 2.2 Gemiddelde hydraulische condities bij zeedijken In maart 2007 wordt een eerste proef uitgevoerd naar een versterkt binnentalud (Delfzijl Comcoast). Een volgende proef zou mogelijk bij de Boonweg, Waddenzeedijk, Friesland kunnen zijn, naar sterkte van verschillend beheer gras. De eerste te testen dijkvakken liggen dus in Groningen en Friesland op de Waddenzeedijk. Daarnaast moeten resultaten breder bruikbaar zijn, zodat situaties in Zeeland ook worden meegenomen. Het Randvoorwaardenboek geeft toetsrandvoorwaarden af voor alle dijkringgebieden. Bij het vast stellen van hydraulische randvoorwaarden voor deze eerste proef met de golfoverslagsimulator is het niet van belang de precieze toetsrandvoorwaarden bij de betreffende dijk te kennen. Het gaat bij de Boonweg om een vergelijking van het gedrag van verschillend beheerde dijkvakken en bij Delfzijl om een vergelijking van gras met versterkt gras. Een globale schatting van hydraulische randvoorwaarden is voorlopig genoeg. 12

17 Ter plaatse van de Boonweg (dijkring 6, vakken 20-23) wordt een golfhoogte van 1,85 m afgegeven. Er is geen golfperiode bekend. Voor het ontwerp van de nieuwe waterkering in Harlingen zijn ontwerprandvoorwaarden afgeleid op basis van uitgevoerde SWANberekeningen. Een golfhoogte van 2,6 m heeft hier een piekperiode van 6,4 s. Dit geeft een golfsteilheid van s op = 0,041. In de Westerschelde worden voor dijkringgebied 30 (Zuid-Beveland) golfhoogtes afgegeven van orde 2-3 m met een periode van 8,4 s. Golfhoogtes tot 2,5 m vallen de dijkvakken vrij loodrecht aan, hogere golfhoogtes komen onder een grote hoek met de dijk in. In Zeeuws Vlaanderen worden golfhoogtes rondom 2 m afgegeven, soms tot boven 3 m. De volgende combinaties van golfhoogtes en golfperiodes worden vermeld: H s = 1,75 m; T = 4,4 s H s = 2,4 m; T = 5,3 s H s = 3,2 m; T = 5,9 s Welke periode bedoeld wordt, is niet gegeven. De golfsteilheden worden achtereenvolgens s = 0,058; 0,055 en 0,059. Deze hoge waarden geven aan dat waarschijnlijk de gemiddelde golfperiode wordt bedoeld, want de gevonden steilheden zijn met een piekperiode fysisch niet mogelijk (te steil). Globaal kan worden gesteld dat een golfhoogte in de buurt van 2 m vaak als toetsrandvoorwaarde wordt afgegeven. Een golfsteilheid van s op = 0,04 met de piekperiode, komt overeen met de Waddenzee. Als wordt gesteld dat T p = 1,2 T m, waarbij T m de gemiddelde periode is, dan wordt met deze gemiddelde periode een golfsteilheid gevonden van s om = 0,058. Dat komt goed overeen met de golfsteilheid die in de Westerschelde wordt gegeven. Voor een golfhoogte van H s = 2 m betekent dit een piekperiode van 5,7 s en een gemiddelde periode van 4,7 s. Dit zijn randvoorwaarden die vrij vaak voorkomen. Maar zowel hogere als lagere randvoorwaarden komen voor. Voor het bepalen van de overslagcondities voor de proef, is dit echter voldoende. Een stormpiek kan maximaal ruwweg op 6 uur worden aangehouden (vaak korter) en een buitentalud ongeveer op 1:4. Dit alles samengevat levert de volgende uitgangssituatie voor het bepalen van golfoverslag: H s = 2,0 m; T p = 5, 7 s (s op = 0,04); T m = 4,7 s (T p = 1,2 T m ) maximale stormduur is 6 uur (4600 golven in een totale proef) buitentalud van de dijk 1:4 2.3 Golfoverslagdebiet en overslagvolumes Voor de helling van het buitentalud van de dijk is een verloop van 1:4 aangehouden. Ten behoeve van verdere berekeningen is een stormduur aangenomen van 6 uur. Met deze waarden en de golfcondities van hoofdstuk 2.1 kan de golfoverslag berekend worden voor iedere gegeven vrije kruinhoogte. De overslagformules zijn gegeven in het TAW-rapport (2002). Deze worden hier niet behandeld. De golfoverslagdebieten die vaak beschouwd worden bij het ontwerpen of toetsen van dijken zijn 0.1, 1 and 10 l/s per m breedte. Voor ComCoast zijn ook grotere 13

18 overslagdebieten, zoals 20 en 30 l/s per m en wellicht zelfs 50 l/s per m, van belang. Het TAW-rapport (2002), samen met het programma PC-Overslag, geeft de mogelijkheid om golfoverslag in al zijn facetten uit te rekenen. Bij gegeven dijk en golfcondities kunnen achtereenvolgend worden berekend: het 2%-golfoploopniveau, het percentage overslaande golven, het gemiddeld overslagdebiet en ook de afzonderlijke volumes water die per golf over de dijk slaan. Bij de bovenstaande golfrandvoorwaarden is het 2%-golfoploopniveau precies 4,0 m boven de stilwaterlijn. Als de vrije kruinhoogte inderdaad 4,0 m bedraagt, dan is de golfoverslag 0,74 l/s per m. Dus ruim meer dan de ondergrens van 0,1 l/s per m, maar nog beneden de grens van 1 l/s per m. In deze situatie bereikt maar 2% van de golven de kruin en met gegeven stormduur van 6 uur betekent het dat er in die tijd 93 golven over de kruin slaan, wat gemiddeld neerkomt op 15 golven per uur (elke 4 minuten een overslaande golf). Voor de gekozen golfhoogte van 2 m kunnen de volgende gegevens berekend worden: H s = 2 m; T p = 5.7 s; T m = 4.7 s; z 2% = 4.00 m q = 0,1 l/s per m q = 1 l/s per m q = 10 l/s per m Vrije kruinhoogte h k (m) Percentage overslag Aantal golven in 6 uren Aantal overslaande golven Grootste overslagvolume 580 l/m 1177 l/m 2675 l/m Wat opvalt is het grote verschil in aantal overslaande golven. Bij het kleinste overslagdebiet van 0,1 l/s per m gaan er maar 9 golven in 6 uur tijd over de kruin (om de 40 minuten een golf). Bij het grootste debiet van 10 l/s per m is dit bijna 1000 (gemiddeld genomen elke 25 s een overslaande golf). Om een idee te krijgen van de golfoverslag, indien andere golfrandvoorwaarden zouden worden gekozen, is de bovenstaande tabel tevens gemaakt met hogere en lagere golven dan 2 m. H s = 1 m; T p = 4.0 s; T m = 3.3 s; z 2% = 1.99 m q = 0,1 l/s per m q = 1 l/s per m q = 10 l/s per m Vrije kruinhoogte h k (m) Percentage overslag 0, Aantal golven in 6 uren Aantal overslaande golven Grootste overslagvolume 236 l/m 433 l/m 1192 l/m H s = 4 m; T p = 8.0 s; T m = 6.7 s; z 2% = 7.95 m q = 0,1 l/s per m q = 1 l/s per m q = 10 l/s per m Vrije kruinhoogte h k (m) Percentage overslag 0, Aantal golven in 6 uren Aantal overslaande golven Grootste overslagvolume l/m 3132 l/m 6482 l/m 14

19 Het is duidelijk dat een lagere golfhoogte van 1m bij hetzelfde overslagdebiet veel meer overslaande golven oplevert, maar met veel lagere volumes overslag. Het tegenovergestelde geldt voor golven met een grotere golfhoogte van 4 m. Voor 0.1 l/s per m slaan slechts één a twee golven over de kruin. De bovenstaande tabellen geven enkel het grootste overslag volume in een hele storm. De overslaande volumes water in de overslaande golven volgen echter een zekere overslagverdeling. Deze verdeling zou ook gegenereerd moeten worden door de simulator. Deze zou dan bijvoorkeur een aantal vastgestelde volumes kunnen produceren omdat het lastig is om het volume van iedere individuele golf exact na te bootsen. Een voorbeeld is gegeven in figuur 2.1 voor 1 l/s per m, gedurende 6 uur en met een golfhoogte van 2 m. Circa 120 golven zullen gedurende 6 uur overslag geven, dit zijn zo n 20 per uur. De overslagvolumes zouden dan als volgt door de simulator kunnen worden gegenereerd berekening simulatie 1 l/s per m overslagvolume per golf (liters per m breedte) golven met 50 l per m 40 golven met 150 l per m 10 golven met 400 l per m 6 golven met 700 l per m 3 golven met 1000 l per m Nummer overslaande golf op volgorde van grootte Figuur 2.1. Berekende golfoverslagverdeling en mogelijke simulatie. Gemiddeld golfoverslagdebiet q = 1 l/s per m 56 golven met 50 l per m 40 golven met 150 l per m 10 golven met 400 l per m 6 golven met 700 l per m 3 golven met 1000 l per m De volumes zouden uiteraard in willekeurige volgorde gegenereerd moeten worden. Soortgelijke grafieken kunnen ook gemaakt worden voor ieder andere voorgeschreven overslagconditie. Figuur 2.2 geeft het kleine golfoverslagdebiet van 0.1 l/s per m weer. In feite zou in dit geval ieder volume exact gegenereerd kunnen worden. Figuren geven de golfoverslagverdeling bij een gemiddeld overslagdebiet q van 10 en 30 l/s per m weer. In beide gevallen is het verloop ten aanzien van de grotere volumes uitvergroot. Het zijn met name deze grote overslagvolumes die bij deze extreme situatie voorkomen, die uiteindelijk de grootte van de bak van de overslagsimulator hebben bepaald op 3,5 m 3 per m. 15

20 Het is wel mogelijk om een groter gemiddeld overslagdebiet te simuleren, mogelijk tot 50 l/s per m, maar dan kunnen de aller grootste volumes niet worden gesimuleerd. overslagvolume per golf (liters per m breedte) berekening simulatie 3 golven met 50 l per m 3 golven met 150 l per m 2 golven met 400 l per m 1 golf met 700 l per m 0.1 l/s per m Nummer overslaande golf op volgorde van grootte Figuur 2.2. Berekende golfoverslagverdeling en mogelijke simulatie. Gemiddeld golfoverslagdebiet q = 0.1 l/s per m berekening simulatie 10 l/s per m overslagvolume per golf (liters per m breedte) golven met 50 l per m 200 golven met 150 l per m 240 golven met 400 l per m 44 golven met 1000 l per m 10 golven met 1500 l per m 5 golven met 2500 l per m Nummer overslaande golf op volgorde van grootte Figuur 2.3. Berekende golfoverslagverdeling en mogelijke simulatie. Gemiddeld golfoverslagdebiet q = 10 l/s per m, volledige weergave van de verdeling 16

21 overslagvolume per golf (liters per m breedte) berekening simulatie 369 golven met 50 l per m 200 golven met 150 l per m 240 golven met 400 l per m 44 golven met 1000 l per m 10 golven met 1500 l per m 5 golven met 2500 l per m 10 l/s per m Nummer overslaande golf op volgorde van grootte Figuur 2.4. Berekende golfoverslagverdeling en mogelijke simulatie. Gemiddeld golfoverslagdebiet q = 10 l/s per m, gedetailleerde verdeling van de grotere volumes overslagvolume per golf (liters per m breedte) berekening simulatie 687 golven met 150 l per m 325 golven met 400 l per m 206 golven met 1000 l per m 73 golven met 1500 l per m 25 golven met 2500 l per m 8 golven met 3500 l per m 30 l/s per m Nummer overslaande golf op volgorde van grootte Figuur 2.5. Berekende golfoverslagverdeling en mogelijke simulatie. Gemiddeld golfoverslagdebiet q = 30 l/s per m, volledige weergave van de verdeling 17

22 overslagvolume per golf (liters per m breedte) berekening simulatie 687 golven met 150 l per m 325 golven met 400 l per m 206 golven met 1000 l per m 73 golven met 1500 l per m 25 golven met 2500 l per m 8 golven met 3500 l per m 30 l/s per m Nummer overslaande golf op volgorde van grootte Figuur 2.6. Berekende golfoverslagverdeling en mogelijke simulatie. Gemiddeld golfoverslagdebiet q = 30 l/s per m, gedetailleerde verdeling van de grotere volumes 2.4 Snelheden en laagdiktes op de kruin bij golfoverslag De verdeling van de overslaande golven, zoals beschreven in hoofdstuk 2.3, geeft voor de golfoverslagsimulator aan hoe vaak deze gevuld zou moeten worden met een bepaald volume. Deze volumes zouden vervolgens, overeenkomstig met de werkelijkheid, via de kruin en het binnentalud naar beneden moeten stromen. Maar hoe ziet deze werkelijkheid eruit? Het volume van het overslaande water stroomt snel en in een korte tijd over de kruin en het binnentalud van de dijk. Voor de golfoverslagsimulator is enkel van belang wat het gedrag is van het overslaande water op de kruin van de dijk, omdat het gedrag van het water dat vervolgens over het binnentalud stroomt op natuurlijke wijze volgt. Recente informatie is beschikbaar aangaande snelheden en laagdiktes op de kruin van een dijk. Schüttrumpf en Van Gent, 2003, geven formules voor de maximale snelheid en maximale laagdikte op een willekeurige locatie op de kruin van de dijk. h h c,2% A,2%( Rc ) * xc = exp( cc, h ) (2.1) B u u c,2% A,2%( Rc ) * xc. f = exp( cc, u ) (2.2) h c,2% 18

23 hier is: h c,2% = laagdikte op de kruin, overschreden door 2% van de inkomende golven h A,2%(Rc) = laagdikte op het buitentalud, overschreden door 2% van de inkomende golven c * c,h = empirische coëfficiënt x c = locatie op de kruin, vanaf de rand van het buitentalud en de kruin B = kruinbreedte u c,2% = snelheid op de kruin, overschreden door 2% van de inkomende golven u A,2%(Rc) = snelheid op het buitentalud, overschreden door 2% van de inkomende golven c * c,u = empirische coëfficiënt f = ruwheidsfactor (glad talud f = 0.01) De empirische coëfficiënt c * c,h die Schüttrumpf (2002) heeft gebruikt verschilt t.a.v. de empirische coëfficiënt die Van Gent (2002) toegepast heeft en bedroeg respectievelijk c * c,h = 0.89 (Schüttrumpf) en 0.40 (Van Gent). Voor de empirische coëfficiënt voor de snelheid werd door beiden omtrent een waarde van c * c,u = 0.5 aangehouden. De laagdikte en snelheid op het buitentalud en de overgang naar de kruin zijn gerelateerd aan het 2%-golfoploopniveau en kunnen berekend worden aan de hand van: h A,2% * u 2% = c A, h H s R H R R u A,2% * u 2% = c A, u gh s s H c R s c (2.3) (2.4) hierin is: R u2% R c = 2%-golfoploopniveau = vrije kruinhoogte De empirische coëfficiënten c * A,h en c * A,v zijn tot stand gekomen uit twee opzichzelfstaande onderzoeken: Schüttrumpf (2002) en Van Gent (2002). De gevonden coëfficiënten waren, respectievelijk c * A,h = 0.33 en 0.15 en c * A,u = 1.37 en De coëfficiënten voor de maximum snelheid corresponderen redelijk met elkaar, maar voor de laagdikte is een verschil van meer dan een factor 2 aanwezig. Voorlopig worden beide waarden voor deze coëfficiënt gebruikt. Voor de maximale snelheid zal een gemiddelde waarde van c * A,u = 1.33 toegepast worden. De bovenstaande vergelijkingen zijn enkel geldig voor 2%-waarden. Het is mogelijk om de maximale laagdikte en snelheden voor ieder percentage te vinden en daarmee ook het overslagvolume, als wordt aangenomen dat het verloop van de golfoploop plaats vindt volgens de Rayleigh-verdeling. De 2%-golfoploopwaarden kunnen berekend worden met TAW (2002) of PC-overslag. PC-overslag is in dit geval gebruikt, waarbij de optie vergelijk met metingen niet is gebruikt. Indien de Rayleigh verdeling voor golfoploop wordt aangehouden, geven de onderstaande vergelijkingen het oploopniveau voor ieder overslagpercentage, gebaseerd op het 2%- golfoploopniveau. 19

24 ln( Povx ) R u, x = Ru,2% (2.5) ln(0.02) hierin is: R u,x = oploopniveau overschreden door kans x (tussen 0 and 1) = kans op overslaande golven P ovx Met de verdeling van overslaande volumes (Hoofdstuk 2.2) kan ieder overslaand volume voor een specifiek overslagdebiet gerelateerd worden aan het corresponderende oploopniveau R u,x met formule 2.5. Deze R u,x zou R u2% moeten vervangen in de formules 2.3 en 2.4 om vervolgens de maximale laagdikte en snelheid op de buitenkruinlijn te berekenen. Formules 2.1 en 2.2 kunnen daarna toegepast worden om de laagdikte en snelheid op een willekeurig ander punt op de kruin te berekenen. Bijvoorbeeld, een volume van 2000 l per m in een overslagdebiet van 10 l/s per m, geeft een kans van overslag P ov = (het is de 4 de grootste overslaand volume water gedurende 6 uur = 4600 golven). Deze geeft, met formule 2.5 een golfoploopniveau van 5.37 m. De snelheid op de buitenkruinlijn bedraagt 6.92 m/s (formule 2.4) en de laagdikte, volgens Schüttrumpf (2002), formule 2.3, 0.91 m. De snelheid en laagdikte 3.5 m vanaf de kruin (formules 2.1 en 2.2) worden 6.79 m/s en 0.37 m. Geconcludeerd kan worden dat de maximale snelheid vanaf de kruin maar een beetje afneemt, de laagdikte daalt echter drastisch. 8 snelheid u op de kruin (m/s) u (1 l/s) u (10 l/s) u (30 l/s) overslag volume V per golf (liters/m) Figuur 2.7. Maximale snelheden op de buitenkruinlijn als een functie van het overslagvolume per golf; H s = 2 m, T p =5.7 s, tanα = 0.25 Vergelijkbare berekeningen zijn ook voor andere overslagvolumes en verschillende overslagdebieten uitgevoerd. Figuren geven de resultaten weer. In figuur 2.7 worden de maximale snelheden voor de overslagvolumes van 1; 10 en 30 l/s per m getoond. Alle drie gemiddelde overslagdebieten geven vrijwel dezelfde waarden voor de maximale snelheid voor dezelfde volumes per individuele overslaande golf. Men mag dit uit theoretisch opzicht ook verwachten omdat, dezelfde overslaande volumes, onafhankelijk van het gemiddeld overslagdebiet, ook met dezelfde snelheid over de kruin slaan. Een golf met een volume van 20

25 1000 l per m in een 1 l/s per m golfoverslagdebiet zou op dezelfde manier over de kruin moeten slaan als een golf met hetzelfde volume van 1000 l per m in een 30 l/s per m overslagdebiet. Het verschil is dat tijdens een groter overslagdebiet meer van deze golfoverslagen plaatsvinden, maar afzonderlijk bekeken zouden ze niet veel anders mogen zijn. Voor de kleine volumes van 50 l per m liggen de maximale snelheden tussen m/s, deze snelheden nemen toe tot circa 5.5 m/s voor 1000 l/m en tot m/s voor overslaande volumes van 3500 l/m. Figuur 2.8 geeft, voor zowel Schüttrumpf (2002) en Van Gent (2002), de laagdikte op de buitenkruinlijn weer. Zoals eerder al is genoemd zijn de verschillen meer dan een factor 2, dit betekent dat ergens in de meting of de analyse een fout aanwezig is. Figuur 2.9 toont uiteindelijk het verschil in laagdikte op de buitenkruinlijn en 3.5 m vanaf deze lijn op de kruin, de grafiek is getekend met de waarden van Van Gent. Het is duidelijk dat de maximale laagdikte vanuit de beschikbare kennis geen betrouwbare parameter is. De enige reden waarom de laagdikte op de kruinlijn zo veel hoger is dan enkele meters verder op de kruin is mogelijk het feit dat de snelheid van het water dat zich op het buitentalud richting de kruin beweegt een opwaartse component bevat, terwijl de snelheid verder op de kruin horizontaal wordt, dit leidt tot zogenaamde "golfsprongen" ter plaatse van de buitenkruinlijn. Voor het beschrijven van golfoverslag is de laagdikte wel een belangrijke parameter. laagdikte op de kruin (m) h-s (1/s) h-s (10/s) h-s (30/s) h-v (1/s) h-v (10/s) h-v (30/s) overslag volume V per golf (liters/m) Figuur 2.8. Maximale laagdiktes t.p.v. de buitenkruinlijn volgens Schüttrumpf (2002) en Van Gent (2002), en toegepast voor H s = 2 m, T p =5.7 s, tanα = 0.25 en verschillende overslagdebieten. In de legenda staat S voor Schüttrumpf en V voor Van Gent. 21

26 laagdikte op de kruin en 3.5 m (m) h-v (1/s) h-v (10/s) h-v (30/s) h-v at 3.5 m (1/s) h-v at 3.5 m (10/s) h-v at 3.5 m (30/s) overslag volume V per golf (liters/m) Figuur 2.9. Maximale laagdikte op de kruin en op 3.5 m vanaf de binnenkruinlijn, volgens Van Gent, 2003; toegepast voor H s = 2 m, T p =5.7 s, tanα = 0.25 en verschillende overslagdebieten Met figuur 2.7 kan de volgende relatie tussen overslaand volume en de maximum snelheid worden aangehouden. Overslagvolume (l/m) max. snelheid (m/s) Verloop van snelheden en laagdiktes in de tijd In het voorgaande hoofdstuk 2.3 zijn formules gegeven voor snelheid en laagdiktes op de kruin van de dijk bij ieder gewenst volume in een golf. De waarden voor snelheid en laagdikte zijn maximale waarden. Er is een behoorlijk verschil in laagdikte aanwezig, tussen het onderzoek van Schüttrumpf en van Van Gent (2003). De verwachtte snelheden zijn gelijk. Dit betekent eigenlijk dat de vanuit de beschikbare theorie de maximale snelheid de enige betrouwbare parameter op de kruin is. Toch is een goed verloop in de tijd van zowel de snelheid als laagdikte nodig om de werking van de golfoverslagsimulator te garanderen. Daarom wordt hier nader op bestaande kennis ingegaan. Naast de maximale snelheid en laagdikte, heeft ieder overslaand volume water een eigen stroomtijd. Tot nog toe zijn er geen publicaties verschenen van onderzoek naar dit onderwerp. 22

27 Een storm met een piekperiode van 5 seconden zal een andere tijdregistratie opleveren dan golven met een piekperiode van 10 sec, beide met dezelfde golfhoogte. De golfperiode (of eigenlijk de golfsteilheid) heeft invloed op de tijdregistratie van golfoverslag en dit kan zeer goed de reden zijn voor de kleine verschillen in snelheid in figuur 2.7. De golfoverslagsimulator moet het te verwachten tijdsverloop van de stroomsnelheid en laagdikte simuleren en niet alleen de maximale waarden. Om deze reden is een korte uitwerking gemaakt van bestaand onderzoek. Dr. Schüttrumpf is gevraagd om ons te voorzien van onbewerkte proefgegevens van een aantal proeven die hij had uitgevoerd met regelmatige golven. Er is gekozen voor proeven uitgevoerd met regelmatige golven, omdat het voor regelmatige golven eenvoudiger is om te meten wat de overslagvolumes per golf zijn, dan voor onregelmatige golven. Voor regelmatige golven zou iedere overslaande golf hetzelfde overslagvolume moeten geven en is het mogelijk om het debiet over een aantal golven te middelen, in plaats van het overslagvolume voor een enkele golf te meten. De gegevens met software om de meetgegevens te lezen, werd tevens door Dr. Schüttrumpf geleverd. Van de beschikbare proeven zijn er 4 geselecteerd. De gekozen proeven zijn uitgevoerd met kleine tot grote overslagvolumes en een golfperiode zo dicht mogelijk bij 5 6 s. Enkele proeven waren slechts beschikbaar met een langere periode van 9.5 s. Van iedere proef is vervolgens de registratie van 3 golven genomen (om de gelijkheid te tonen van de regelmatige golven) en is de stroomsnelheid en laagdikte in de tijd uitgewerkt. Figuren geven de registraties, beginnende met de hoogste overslagvolumes. Op de eerste plaats zijn de maxima, zoals deze door Schüttrumpf (zie legenda van de figuren) worden gegeven, niet de juiste maxima. Die van Schüttrumpf liggen altijd een beetje lager. Verder is de tijd van overslag langer voor grotere overslagvolumes, maar ook langer voor golven met een langere periode. Proef golf periode (s) gemiddeld overslagdebiet (l/s/m) duur overslag (s) < 2 Het verloop van het overslaande water heeft voor de grotere volumes een driehoeksvorm. Door het verloop van de stroomsnelheid en de laagdikte in de tijd te integreren, geeft dit een goed idee van het overslaand volume. Als wordt aangenomen dat de registratie volgens een driehoekvorm verloopt, kan het (overslaand) volume berekend worden door: V = 1/3 v max d max t 1 (2.6) Hierin is t 1 de totale tijd dat water over een zeker punt op de kruin stroomt. De vier geselecteerde proeven geven de volgende waarden: Proef v max (m/s) d mx (m) t 1 (s) V berekend (l/m) V gemeten (l/m)

28 Door verder contact te leggen met Schüttrumpf en met Van Gent en door op dit vlak meer zaken uit te werken kan deze vraag beantwoord worden. De definitieve conclusie is dat de gemeten registraties van stroomsnelheid en laagdikte door Schüttrumpf niet overeenkomen met de directe gegevens uit de metingen van de overslaande volumes of overslagdebiet. Een voorlopige conclusie zou kunnen zijn dat de metingen van de laagdikte onjuist zijn en dat de prognoses van Van Gent dichter bij de realiteit staan. Het wordt sterk aanbevolen om meer tijd aan dit onderwerp te besteden teneinde deze discrepantie op te lossen. Een mogelijke manier zou kunnen zijn om de metingen van Van Gent (2002) tevens uit te werken teneinde de relatie te achterhalen voor de stroomtijd en het verloop van de laagdikte en snelheid Flow depth 2 m on crest 0.30 Flow depth [m] Time [s] velocity at 2 m from crest Velocity [m/s] Time [s] Figuur 2.10 De registraties van laagdikte en stroomsnelheid op de kruin. Proeven uitgevoerd door Schüttrumpf, met regelmatige golven. Proef H = 0.87 m, T = 9.5 s. Het gemeten overslagdebiet was 60.0 l/s per m en de maximale laagdikte 0.23 m. 24

29 Het verschil tussen berekende volumes van de tijdregistratie en direct gemeten overslag, is ongeveer een factor 3 voor de hogere overslagvolumes en zelfs nog veel meer voor de kleinere overslagvolumes. Dit zou de reden kunnen zijn voor de grote verschillen in laagdikte (circa een factor 2) tussen Schüttrumpf en Van Gent. Indien de laagdiktes in werkelijkheid slechts de helft van de laagdiktes gemeten door Schüttrumpf bedragen, komen de berekende en gemeten waarden van volumes veel dichter bij elkaar. Maar wat kan dit verschil hebben veroorzaakt? Flow depth at 2 m from crest Flow depth [m] Time [s] velocity at 2 m from crest 2.0 Velocity [m/s] Time [s] Figuur 2.11 De registraties van laagdikte en stroomsnelheid op de kruin. Proeven uitgevoerd door Schüttrumpf, met regelmatige golven. Proef H = 0.62 m, T = 9.5 s. Het gemeten overslagdebiet was 18.3 l/s per m en de maximale laagdikte 0.10 m. 25

30 Het is essentieel voor de golfoverslagsimulator om dit probleem op te lossen en de juiste uitkomsten te krijgen (dit valt echter buiten het kader van deze studie). Voorlopig wordt de werking van de overslagsimulator gebaseerd op de stroomsnelheid en slechts gedeeltelijk op laagdikte (waarbij de uitkomsten van Van Gent worden gebruikt) en wordt aangenomen dat de maximale stroomtijden tussen T p voor grote overslagvolumes (circa 3 5 s) en T o voor kleinere overslagvolumes (2 3 s) liggen Flow depth at 2 m from crest Flow depth [m] Time [s] velocity at 2 m from crest Velocity [m/s] Time [s] Figuur 2.12 De registraties van laagdikte en stroomsnelheid op de kruin. Proeven uitgevoerd door Schüttrumpf, met regelmatige golven. Proef H = 0.98 m, T = 6.0 s. Het gemeten overslagdebiet was 0.75 l/s per m en de maximale laagdikte 0.03 m. 26

31 Flow depth at 2 m from crest Flow depth [m] Time [s] velocity at 2 m from crest Velocity [m/s] Time [s] Figuur 2.13 De registraties van laagdikte en stroomsnelheid op de kruin. Proeven uitgevoerd door Schüttrumpf, met regelmatige golven. Proef H = 1.28 m, T = 5.0 s. Het gemeten overslagdebiet was 0.75 l/s per m en de maximale laagdikte 0.03 m. De volumes die gesimuleerd moeten worden door de overslagsimulator variëren tussen de 50 l per m en maximaal 3500 l per m. Gebaseerd op figuur 2.7 met de verwachte maximale stroomsnelheden, werden de volgende "targets" bepaald voor de simulator. Hierbij is de onzekerheid van de verwachte waarden in acht genomen door een "range" aan te houden. 27

32 Overslagvolume (l/m) stroomsnelheid (m/s) range/marge (m/s) stroomtijd t 1 (s) Als de golfcondities en de geometrie van de dijk zijn gegeven, dan kunnen verdelingen van de overslagvolumes als in figuren worden gemaakt. Voorlopig wordt uitgegaan van de hier gegeven condities: H s = 2 m, T p = 5.7 s, T m = 4.7 s, een stormduur van 6 uur en een buitentalud van 1:4. Hierbij worden de overslagvolumes random verdeeld over de 6 uur. Na elke 2 uur kan de schade worden opgenomen (en stopt dus de proef even). Een proevenprogramma kan er dan als volgt uit zien: Eerste dag: 0,l l/s per m (versneld) en 1 l/s per m Tweede dag: 10 l/s per m Derde dag: 20 l/s per m Vierde dag, afhankelijk van voorgaande resultaten en schade: 30 l/s per m. Als er veel schade ontstaat, kan er voor worden gekozen dezelfde condities langer door te zetten en niet over te gaan naar een groter overslagdebiet. 28

33 3 Faalmechanismen binnentalud Bij een hoge waterstand in combinatie met golven kan er water over de dijk slaan. Het water loopt over de kruin en het binnentalud naar de polder. Als de hoeveelheid overslag te groot wordt, dan zal de waterstroom gronddeeltjes gaan meevoeren, waardoor het binnentalud erodeert. Meestal ontstaat op een zwakke plek in de bekleding de eerste schade, die zich vervolgens uitbreidt. Als de erosie zodanig is uitgebreid dat de kruin wordt aangetast, dan zal het overslagdebiet toenemen en kan uiteindelijk een doorbraak ontstaan. Een gedeelte van het water dat over de kruin en het binnentalud stroomt, zal in de dijk infiltreren, waardoor de oppervlakte van de dijk verweekt en afschuift. Ook door dit mechanisme kan een doorbraak optreden. Twee mechanismen zijn dus te onderkennen: 1. erosie 2. afschuiven toplaag Modellering van het mechanisme erosie komt in paragraaf 3.1 aan de orde. Het afschuiven van de toplaag wordt behandeld in paragraaf 3.2. In Figuur is schematisch een talud met grasbekleding weergegeven. Figuur Definities grasbekleding 3.1 Erosiemodellering Inleiding De huidige toetsmethode volgens de VTV is gebaseerd op onderzoek van CIRIA naar de erosiebestendigheid van gras onder invloed van stromend water. De waterbeweging op een talud ten gevolge van golfoploop is vertaald in een stroomsnelheid, een laagdikte en een belastingduur, waarmee de resultaten van het CIRIA onderzoek toegepast kunnen worden. De huidige methode maakt geen onderscheid tussen de oploopzone op het buitentalud en de kruin en het binnentalud. De CIRIA methode is gebaseerd op een uniforme stroming. Er wordt bij de rekenmethode derhalve geen rekening gehouden met het sterk instationaire karakter van de hydraulische belasting op het binnentalud die ontstaat tengevolge van golfoverslag. In het algemeen wordt aangenomen dat de huidige methode zeer veilig is, mede ook op basis van proeven in de 29

34 Deltagoot (Smith, 1994), waarin een golfoverslag tot 25 l/s/m gedurende vele uren geen schade bleek op te leveren. Bij de Bergambacht proeven bleek een debiet van 50 l/s/m gedurende 4 uur niet voldoende om schade aan te richten. Hierbij moet wel worden aangetekend dat het om een constant overloopdebiet ging en dus niet om golfoverslag. Het erosieproces bestaat uit drie achtereenvolgende fasen: Fase 1 Fase 2 Fase 3 Erosie van het gras Erosie van de kale aarden ondergrond, zodanig dat er lokaal kuilen met kliffen ontstaan Verplaatsing van de kliffen stroomopwaarts Fase 1 is het ontstaan van een kale plek in de grasmat. Fase 2 is geïllustreerd in figuur en fase 3 in figuur Fase 3 is in het kader van deze studie niet relevant, omdat in die fase al grote gaten in de dijk zijn ontstaan. v bi kr h bi kr h 0 v 0 H klif H erosiekuil klif Figuur Het ontstaan van erosiekuilen met kliffen (fase 2) t 1 t 2 dx/dt (t 2 -t 1 ) Figuur Stroomopwaartse verplaatsing van een klif met snelheid dx/dt (fase 3) Het ontstaan van een erosiekuil start met een lokaal iets zwakkere bodem of lokaal iets sterkere waterstroom. Vervolgens neemt de erosie daar toe, waardoor zo n kuil steeds dieper wordt ten opzichte van zijn omgeving. Wellicht ontstaat dit door een combinatie van twee effecten: concentratie van de stroom (toestroming van water van de zijkanten) versnelling van het (schietende) water. Er ontstaat in de kuil een steile bovenstroomse wand, hier met klif aangeduid. Over die klif stroomt/stort het water de kuil in. Daardoor erodeert het klif. Die erosie vindt onderaan het klif 30

35 minstens even sterk plaats als bovenaan. Daarom blijft het klif steil en verplaatst deze zich stroomopwaarts. De verplaatsing van een klif treedt pas op als het klif hoog genoeg is. Fase 3 start dus pas een tijd na het begin van fase 2. Bedacht moet echter worden dat de erosie van de kuilbodem ook doorgaat en de kuil dus steeds dieper wordt: fase 2 gaat door tijdens fase 3. Dit hele proces heet headcut erosion ofwel terugschrijdende erosie. De beschrijving sluit ook goed aan bij waarnemingen die in Nederland gedaan zijn bij bresgroei proeven en tijdens het experiment met een kleidijk in Mo-i-rana in Noorwegen in het kader van het EU project IMPACT. Een kwantitatieve aanpak is beschreven in het SSEA-model (Sites Spillway Erosion Analysis), dat is ontwikkeld in de Stillwater Laboratories van USDA (Natural Resources Conservation Service 1997). Het SSEA is ontwikkeld voor de voorspelling van de erosie van aarden noodoverlaten en aarden dammen door overstromend water. Die noodoverlaten zijn veelal gedeeltelijk begroeid met gras of andere planten. Het model is getoetst aan de hand van enige honderden noodoverlaten. Voor een beknopte beschrijving wordt verwezen naar Knoeff & Verheij (2003), die ook een voorbeeld voor een Nederlandse situatie hebben doorgerekend. Omdat het SSEA model is ontwikkeld voor overstromend water, zal een vertaalslag moeten worden gemaakt naar de situatie met golfoverslag. Dat maakt het model op dit moment niet direct bruikbaar. Aanbevolen wordt om het model aan te passen voor golfoverslag op de Nederlandse dijken. Op basis van de formules van het SSEA model is recent door GeoDelft (Van Hoven, 2006) een Excel spreadsheet gemaakt waarmee eveneens de headcut erosion kan worden berekend. Hierbij is wel verondersteld dat de toplaag al is verdwenen en dat maakt dit Excel spreadsheet minder geschikt. Het (nog) niet direct bruikbaar zijn van het SSEA model en het daarop gebaseerde Excel spreadsheet is aanleiding verder te gaan met het EPM (Erosiegevoelige Plekken Model) van Van den Bos. Dit model zal in de volgende paragrafen uitgangspunt vormen voor de verdere graserosie modellering Beschikbare relevante kennis EPM (Erosiegevoelige Plekken Model) Recent is een model ontwikkeld om de erosie van grasbekleding te voorspellen (Van den Bos, 2006). Uitgangspunt is dat in een talud met een grasbekleding altijd kale plekken aanwezig zijn, dat wil zeggen, plekken met een minder sterke zode. Deze plekken vormen een aangrijpingspunt voor de hydraulische belasting en zullen als eerste eroderen. Het model is gebaseerd op de ontgrondingsrelatie van Breusers. De relevante formules zijn: t = λ t1 ym 1,0 y m < λ (3.1.1) t = λ KΔ 2 1,7 ( αu U ) c (3.1.2) 31

36 waarin: y m = ontgrondingsdiepte (m) λ = 0,1 m; karakteristieke lengteschaal gelijk aan maximale dikte zode (m) t 1 = tijd waarin de ontgrondingsdiepte gelijk is aan de karakteristieke lengte λ (s) K = constante (s -1 ) α = 2-3; turbulentiefactor (-); α = f(r 0 ) r 0 = 0,05-0,25; relatieve turbulentie intensiteit (-) Δ = relatieve dichtheid (-) U 0 = optredende stroomsnelheid (m/s) = kritische stroomsnelheid (m/s) U c Beide vergelijkingen kunnen worden gecombineerd tot de formule die de basis vormt voor EPM: ( α ) 2 = t λ kδ y m U0 U c 1,7 (3.1.3) met k 2 = λ K (m 2 /s). Voor de volledigheid wordt opgemerkt dat in de oorspronkelijke ontgrondingsformule van Breusers de waarde van de exponent varieert van 0,4 tot 0,8 en dat de exponent 2 in de noemer van vgl. (3.1.2) bij Breusers 4.3 bedraagt. De exponent 0,4 tot 0,8 in vgl. (3.1.1) hangt samen met geometrische eigenschappen van ontgrondingen: bij ontgrondingen die geschematiseerd worden tot een 2D situatie bedraagt de factor ongeveer 0,4; bij 3D ontgrondingen gaat deze coëfficiënt richting 0,8. Van den Bos heeft gekozen voor 1,0 omdat gaten in een grasmat een sterk 3D karakter bezitten. De exponent 2 in de noemer in vgl. (3.1.2) is door Van den Bos gekozen omdat bij cohesief materiaal de erosie afhankelijk is van de schuifspanning τ en dus van de stroomsnelheid U 0 in n het kwadraat volgens E U0 met n = 2 (zogenaamde erosion-rate benadering volgens Partheniades). Bij niet cohesief materiaal hangt de waarde van de exponent n af van de grootte van de stroomsnelheid U 0 : n > 3 als U 0 < 1 m/s, n =1 als 1 m/s < U 0 < 3 m/s, en als U 0 > 3 m/s dan wordt de erosie constant omdat het sediment transporterend vermogen van het water bereikt is (het water is verzadigd). Breusers heeft op basis van experimenten een empirisch bepaalde waarde van 4,3 bepaald voor de coëfficiënt n. Het model is gekalibreerd aan slechts één overloopproef uitgevoerd op een grasmat op een dijk in Oostelijk Flevoland (De Jong, 1970). Dit heeft geresulteerd in een waarde voor de constante K= s -1 en daarmee tot k=1, bij een karakteristieke lengteschaal λ=0,2 m. Falen is gedefinieerd als een gat in de zode is ontstaan groter dan 0,10 m, dus y m = 0,10 m. Deze waarde is gekozen omdat in de bovenste 10 cm de worteldichtheid het grootst is. Daarmee wordt dus aangenomen dat de zode faalt als de bovenste 10 cm geheel of gedeeltelijk is verdwenen en dat de aanwezige wortels op een grotere diepte niet bijdragen aan de sterkte. Gegeven een stroomsnelheid U 0 kan nu worden uitgerekend hoe lang het duurt voor dat de graszode faalt. Omgekeerd is het ook mogelijk om een toelaatbare stroomsnelheid U 0 te bepalen: 32

37 U 0 1,7 1 yk m Δ = + Uc α λt (3.1.4) Op deze wijze wordt een grafiek verkregen die vergelijkbaar is met de CIRIA grafieken, waaruit kan worden afgelezen welke stroomsnelheid U 0 gedurende een periode kan worden aangehouden voordat de graszode faalt. Figuur Voorbeeld van falen volgens EPM (basis vgl.3.1.4) De gevoeligheid van het EPM is onderzocht voor de turbulentie coëfficiënt α, de kritische stroomsnelheid U c en de macht 2 voor het snelheidsverschil (U 0 U c ). Vooral voor de laatste parameter blijkt het model gevoelig; het model blijkt ongevoelig voor de kritische stroomsnelheid. Mogelijk heeft dit te maken met de hoge waarden voor U 0. Uit de studie door Knoeff & Verheij (2003) bleek dat ook het SSEA model ongevoelig was voor de kritische stroomsnelheid. Sterkte graszode In de analyse van Van den Bos (2006) wordt verondersteld dat er geen gras is ter plaatse van de kale plek. Voor de waarde van de kritische stroomsnelheid U c wordt daarom een waarde van 0,5 m/s aangehouden. Deze waarde stemt overeen met die voor een matige tot slechte klei. Duidelijk zal zijn dat als er wel een intacte grasmat aanwezig is de waarde voor U c hoger zal zijn. WL heeft de sterkte van een groot aantal gronden geanalyseerd, deels in het kader van activiteiten voor de ontwikkeling van PC-Ring en een CUR onderzoek, gerapporteerd in 1994, naar de erosie van onverdedigde oevers. Gebruik is daarbij ook gemaakt van resultaten verkregen met onderzoek naar grasdijken in de Deltagoot (Meijer & Verheij, 1998) en de Scheldebak (Verheij et al, 1995) en onderzoek door De Vroeg en Verheij in 2002 naar bresgroei in dijken in het kader van Delft Cluster. Dit heeft geresulteerd in waarden voor sterkteparameters en kritische schuifspanning. Deze zijn samengevat in Tabel

38 Tabel Karakteristiek sterkteparameters voor diverse grondsoorten Grond Kwaliteit Sterktefactor c E (m -1 s -1 ) Kritieke schuifspanning τ c (N/m 2 ) Kritieke stroomsnelheid U c (m/s) Gras Goed 0, à à 8 Gemiddeld 0, à à 5 Slecht 0, à 75 2 à 4 Klei Zeer goed < 0, à 150 0,9 à 1,2 Goed 0,5 à ,5 à 3 0,7 à 1,0 Gestructureerd 1 à ,5 à 1,5 0,5 à 0,7 Matig/slecht 3 à ,3 à 0,5 0,3 à 0,5 zand - > ,1 à 0,2 0,15 à 0,3 Opm.: De parameter c E heeft een relatie met de parameter f g, die in PC-Ring wordt gebruikt voor de sterkte van gras: 4 ce = 0,017*10 fg Op basis van de waarden in de tabel kon een relatie tussen de factor voor de kwaliteit van de toplaag uitgedrukt in c E en de kritische schuifspanning τ c worden bepaald: 4 1,85 10 τ = (3.1.5) c c E De parameter c E is eerder toegepast bij graserosie door golven op het buitentalud: waarin: y c H 2 E s t = (3.1.6) y = afslag (m) t = tijd (s) c E = sterktefactor (m -1 s -1 ) = significante golfhoogte (m) H s Met het bovenstaande kan nu eenvoudig een kritische stroomsnelheid U c worden bepaald gegeven de grondsterkte. Immers, als de grond bekend is volgt met vgl. (3.1.5) een waarde voor τ c en vervolgens voor U c met: U τ C 2 c c = (3.1.7) ρw g waarin: C = Chézy coefficient (m 0,5 /s) NB: Uit de vgl. (3.15) en (3.1.7) zou de suggestie kunnen ontstaan dat c E en C zijn gerelateerd. Dit is niet het geval. Een directe berekening van de kritieke stroomsnelheid voor klei is mogelijk met de formule van Mirtskhoulava (Hoffmans & Verheij, 1987) die is gebaseerd op de cohesie c: 34

39 8.8h 0.4 Uc = log (( ρs ρ) gd Cf ) d (3.1.8) a ρ met: Cf = 0.035c waarin: c = cohesie (kn/m 2 ) d a = laagdikte gelijk aan dikte kleiaggregaat (m), d a = 0,004 m h = waterdiepte (m) Vgl.(3.1.8) kan in principe worden afgeleid uit vgl. (3.1.7), de Chézy formule en de formule voor τ c volgens: c ( ) gdcos tan τ = c+ ρ ρ α φ (3.1.9) s waarin: φ = hoek van inwendige wrijving ( o ) ρ s = dichtheid verzadigde grond (kg/m 3 ) g = zwaartekrachtversnelling (m/s 2 ) d = dikte beschouwde grondlaag (m) α = hellingshoek talud ( o ) φ = hoek van inwendige wrijving ( o ) Dit leidt tot een vergelijkbare formule als vgl. (3.1.8), maar met waarden voor U c die een factor 5 à 6 groter zijn. Anders gezegd: er is dus een verband tussen de stabiliteit langs een grensvlak volgens vgl. (3.1.9) en de stabiliteit van afzonderlijke grondelementen volgens vgl. (3.1.8), maar het precieze verband is niet duidelijk. Aanbevolen wordt dit nader te onderzoeken. Vgl.(3.1.8) kan worden uitgebreid voor de invloed van wortels: 8.8h 0.4 U = log gd + 0.6C + C da ρ (( ρ ρ) ) c s f R waarin: C R = 5 kn/m 2 (Hähne, 1991); parameter voor invloed graswortels (kn/m 2 ). (3.1.10) In vgl. (3.1.10) zijn afzonderlijk de cohesie c (via C f ) en de extra wortelsterkte C R opgenomen. Door sommige onderzoekers wordt echter gesteld dat de cohesie kan worden verwaarloosd omdat de bovenste laag grond bestaat uit losse aggregaten die door de wortels bijeen worden gehouden (zie bijvoorbeeld Young, 2005). C R is dan op te vatten als wortelcohesie. Overigens is voor gangbare waarden voor de cohesie van klei, in de orde van c = 2 à 10 kn/m 2 en een gemiddelde kwaliteit gras met C R = 5 kn/m 2, de grootte van C R in vgl. (3.1.10) orde 10x groter dan de grootte van 0,6.C f. In Tabel is een vergelijk gemaakt tussen de diverse benaderingen voor U c voor goede klei met c = 10 kn/m 2 en een gemiddelde kwaliteit gras met C R = 5 kn/m 2, daarbij uitgaande van een aantal aannames ( C = 50 m 0,5 /s, d a = 0,004 m, ρ s = 1800 kg/m 3 ). Geconstateerd kan worden dat de waarden goed overeenkomen. 35

40 Tabel Vergelijk berekende waarden voor U c U c voor goede klei (m/s) data uit Tabel berekening U c (m/s) data uit Tabel U c voor gemiddeld gras (m/s) berekening U c (m/s) vgl. (3.1.7) 3,5 à 6,1 τ c = 1,5 à 3 kn/m 2 vgl. (3.1.7) 0,6 à 0,9 τ c = 50 à 150 kn/m 2 C E = 0,5 à 1, vgl. (3.1.5) 0,7 à 1,0 C E = 0, vgl. (3.1.5) en 4,8 en (3.1.7) (3.1.7) c = 10 kn/m 2 vgl. (3.1.8) 0,7 c = 10 kn/m 2 en vgl. (3.1.10) 3,4 C R = 5 kn/m 2 U c = 0,7 à 1,0 m/s - 0,7 à 1,0 U c = 3 à 5 m/s - 3 à 5 Afhankelijkheid ce van vegetatie en grondkarakteristieken De sterkte parameter c E is afhankelijk van de eigenschappen van de zode: kwaliteit van de grasmat en de ondergrond. Te noemen vallen dan als kenmerkende grootheden: Bedekkingsgraad Worteldichtheid Plasticiteitsindex I p (of de Consistentie Index I c ) Plastic limit W p Liquid limit W l Water gehalte Percentage zand Percentage lutum etcetera Voor klei blijkt het watergehalte een belangrijke maat voor de sterkte. Voor gras spelen ook de andere grootheden een rol. Op grond van de fysische eigenschappen van de grasmat en de ondergrond zou het volgende verband kunnen worden gegeven voor de graserosieconstante: c = f( B, G, R, W, W, V, F, L, Z) E l g waarin: B = bedekkinggraad (%) G = gatgrootte (m 2 ) R = rico-absentie (%) W l = wortellengte (m/dm 3 ) W g = wortelgewicht (g/dm 3 ) V = vloeigrens (%) F = gehalte afslibbaar materiaal (%) L = lutum gehalte (%) Z = zand gehalte (%) Rico-absentie zegt evenals de gatgrootte iets over de openheid van grasmat. Het is een maat voor het ontbreken van gras in een bepaald gebied. 36

41 Uit eerder onderzoek in de Scheldebak (Verheij et al, 1995), waar 12 grasmatten zijn onderzocht, blijkt dat de mate van bedekking van de zode een goede voorspeller is wat betreft de erosiebestendigheid van een grasmat. Andere sterkteparameters blijken niet voldoende onderscheidend, uitgezonderd de gemiddelde gatgrootte die evenwel een relatie heeft met de mate van bedekking. Ook de mate van doorworteling wordt vaak verantwoordelijk gehouden voor de erosiebestendigheid van een grasmat. Dit is ook logisch, omdat een dicht wortelnet in principe grond beter vasthoudt dan weinig of geen wortels. Resultaten geven toch geen aanleiding dit sterkte-aspect als onderscheidend te beschouwen bij bedoeld onderzoek naar grassterkte onder invloed van golven. Later onderzoek duidt wel op een onderscheidend vermogen en dit is ook opgenomen in de VTV. Het voorgaande geeft aan dat een veelheid van parameters een rol speelt bij het kwantificeren van de sterkte. In het Scheldebak onderzoek (Verheij et al, 1995) is door de grote variatie in waarden het onmogelijk gebleken de sterkte te duiden met een voldoende nauwkeurige combinatie van relevante parameters en is toen gekozen voor de allesomvattende parameter c E. Rekensnelheid Het EPM gaat uit van een constante stroomsnelheid, maar Van den Bos (2006) geeft een methode om een karakteristieke stroomsnelheid te bepalen als er sprake is van een variërende stroomsnelheid, zoals bij golfoverslag. Dit leidt uiteindelijk tot: 1 Uk = Umax 0,7Umax (3.1.11) 2 waarin: U max = maximale stroomsnelheid per golfoverslag (m/s) U k = snelheid waarbij dezelfde ontgronding optreedt in dezelfde duur als bij een variërende belasting (m/s) Predictie model De ontgrondingen bij de verschillende stroomsnelheden per overslaande golf worden bij elkaar opgeteld en dit leidt, uitgaande van vgl. (3.1.3) en substitutie van vgl. (3.1.11) tot: ( 0.7α ) 2 max c Δ (3.1.12) y m U U t = 1,7 λ kδ Deze formule vormt de basis voor verdere predicties. 37

42 Voor de kritische stroomsnelheid is een aantal alternatieven, waarbij gebruik wordt gemaakt van de formules: met U τ C 2 c c = (3.1.7) ρw g 4 1,85 10 τ = (3.1.5) c c E en c = f( B, G, R, W, W, V, F, L, Z), of een waarde volgens Tabel E l g of 8.8h 0.4 U = log gd + 0.6C + C da ρ (( ρ ρ) ) c s f R (3.1.10) Slotopmerkingen Het EPM is in wezen een erosion-rate methode. Een algemene vorm hiervan is: y E = ( 0 c) t ρ g τ τ y E 2 2 of = ( U Uc ) (3.1.13) t ρ g 0,75 en E = 0,085τ c waarin: E = erosion rate factor De formule van Van den Bos (2006) vertoont sterke gelijkenis met vgl.(3.1.13), maar is niet identiek. Zijn formule kan tenslotte ook worden geschreven als: y t λ = kδ ( α U U ) c (3.1.14) In zijn formule staan geen kwadratische termen tussen de haakjes, maar wordt het snelheidsverschil gekwadrateerd. Ook is een turbulentiefactor α opgenomen. Ook het SSEA model is gebaseerd op het erosion-rate principe en kent de volgende formule: dy / dt = k ( τ τ ) (3.1.15) d 0 c waarin k d = f (grondeigenschappen) Merk op dat in deze formule de sterkte van de grond naar voren komt in de parameter k d als in τ c, maar dat is ook het geval in vgl. (3.1.13). Recent is door Briaud (2006) een directe empirische relatie gelegd tussen de karakteristieke diameter D 60 en de kritische schuifspanning τ c : 38

43 u = 0,05D 0,03D voor D 60 < 0,1 mm (3.1.16) c 0,4 1, Deze formule geldt dus specifiek voor klei zonder rekening te houden met andere klei karakteristieken. Briaud (2006) toonde ook grafieken waarin de erosion rate staat aangegeven als functie van de stroomsnelheid of de schuifspanning. In Figuur is een voorbeeld gegeven voor de stroomsnelheid. Erosion Rate (mm/hr) Very High Erodibility I High Erodibility II Medium Erodibility III Low Erodibility IV 10 1 Very Low Erodibility V Velocity (m/s) S1-B1-(0-2ft)-TW S1-B1-(2-4ft)-SW S2-B1-(0-2ft)-TW S2-B1-(2-4ft)-SW S3-B1-(2-4ft)-SW S3-B2-(0-2ft)-SW S3-B3-(0-1ft)-SW S4-(0-0.5ft)-LC-SW S4-(0-0.5ft)-HC-SW S5-(0-0.5ft)-LT-SW S6-(0-0.5ft)-LC-SW S7-B1-(0-2ft)-TW S7-B1-(2-4ft)-SW S8-B1-(0-2ft)-TW S8-B1-(2-4ft)-L1-SW S8-B1-(2-4ft)-L2-SW S11-(0-0.5ft)-LC-TW S11-(0-0.5ft)-HC-TW S12-B1-(0-2ft)-TW S12-B1-(2-4ft)-SW S15-Canal Side-(0-0.5ft)-LC-SW S15-CanalSide-(0-0.5ft)-HC-SW S15-Levee Crown-(0-0.5ft)-LT-SW S15-Levee Crown-( ft)-LT-SW Figuur Erosion-rate versus stroomsnelheid (Briaud, 2006) De kritische stroomsnelheid kan onder andere worden berekend met vgl. (3.1.5) en (3.1.7). Zoals al opgemerkt hangt de waarde van c E af van een veelheid aan grootheden. Een aantal parameters zijn duidelijk onderling gerelateerd en daarom is destijds in het Scheldebakonderzoek uiteindelijk gekozen voor de relatie (Verheij et al, 1995): c E W 0,4 6 l = ,2 0,5 (3.1.17) B F De nauwkeurigheid van deze formule is echter beperkt en is destijds niet aanbevolen voor ontwerpdoeleinden. Duits onderzoek heeft geleid tot de N-factor: N = B1 B2 B3 B4 (3.1.10) waarin: B 1 = evaluatiefactor voor de doorlatendheid B 2 = evaluatiefactor voor de uiteenvaltijd = evaluatiefactor voor het krimpen volgens Scheidig B 3 B 4 = evaluatiefactor voor de Plasticiteitsindex I p 39

44 Hoge waarden van N houden in een grote sterkte. Voor toepassing is een minimum van 0,65 vereist. Een voorbeeld van B 4 is gepresenteerd in figuur Een directe relatie met U c wordt echter niet gepresenteerd en dat maakt deze benadering niet bruikbaar. Figuur Voorbeeld van evaluatiefactor B Oppervlakkig afschuiven binnentalud Voor het maken van een predictie voor het oppervlakkig afschuiven van het binnentalud door infiltratie zijn diverse modellen beschikbaar. In deze paragraaf staan de beschikbare analytische modellen uit het Technische Rapport Waterkerende Grondconstructies (TAW 2001) en het Voorschrift Toetsen op Veiligheid (RWS 2004), alsmede een nieuw model dat door Martin Young (2006) is beschreven in zijn Marster s Thesis. Met alle modellen zijn predicties uitgevoerd (Hoofdstuk 5), om te kijken hoe de vigerende rekenregels presteren ten opzichte van elkaar en ten opzichte van de proefresultaten. De meest geavanceerde predictie is uitgevoerd met de modellen PLAXFLOW voor de modellering van de infiltratie en PLAXIS voor de modellering van de sterkte van het talud Handreiking Constructief ontwerp figuur 3 In de Handreiking Constructief ontwerp (TAW 1994) wordt in figuur 3 op zeer praktische wijze aangegeven welke combinatie van taludhelling en categorie grond leidt tot afschuiven bij een overslagdebiet groter dan 0,1 l/m/s. In het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies (TAW 2001) wordt deze figuur herhaald (zie Figuur 3.2.1). Figuur Indicatie oppervlakkig afschuiven (TAW 2001) 40

45 Figuur is gebaseerd op afschattende berekeningen en mag daarom alleen indicatief worden gebruikt. Er wordt vanuit gegaan dat bij een overslagdebiet kleiner of gelijk aan 0,1 l/m/s onvoldoende infiltratie kan optreden om afschuiven te veroorzaken. Bij een overslagdebiet groter dan 0,1 l/m/s wordt ervan uitgegaan dat dit wel het geval is. De categorie grond wordt bepaald op basis van de Atterbergse grenzen en het lutum- en zandgehalte. Grond van categorie 1 is een vette klei en grond van categorie 4 is bijvoorbeeld zand. De cohesie van vette klei zal groter zijn dan die van zand, waardoor de taluds steiler kunnen zijn Edelman Joustra Door Edelman en Joustra is een analytisch model gemaakt dat het evenwicht beschouwt van een verzadigde grondlaag op een oneindig lang talud. In Figuur staat een schematische weergave van de beschouwde laag grond met de daarop werkende spanningen. Figuur Evenwicht verzadigde grondlaag Het evenwicht in de richting langs het talud wordt beschouwd. De aandrijvende kracht is de component van het eigen gewicht in de richting langs het talud: γ g d sinα (3.2.1) waarin: γ g volumegewicht verzadigde grond ( = g ) (N/m 3 ) ρ g dichtheid verzadigde grond (kg/m 3 ) g zwaartekrachtversnelling (m/s 2 ) α hellingshoek talud ( o ) d dikte beschouwde grondlaag (m) ρ g De weerstandbiedende kracht wordt geleverd door de schuifspanning τ (N/m 2 ). De maximale schuifspanning τ max (N/m 2 ), die door de grond kan worden geleverd, is afhankelijk van de wrijvingseigenschappen van de grond op de beschouwde diepte d (m) en van de effectieve normaalspanning op deze diepte σ n (N/m2). 41

46 τ max c + σ ' n tanφ = (3.2.2) waarin: φ hoek van inwendige wrijving ( o ) c cohesie (N/m 2 ) De effectieve normaalspanning σ n wordt berekend onder de veronderstelling dat deze gelijk is aan de grondspanning als gevolg van het eigen gewicht in de richting loodrecht op het talud min de waterdruk (zie Figuur 3.2.2). σ ' = γ cosα γ d cosα (3.2.3) n g d w waarin: γ w volumegewicht water ( = ρ w g ) (N/m 3 ) ρ w dichtheid water (kg/m 3 ) Deze effectieve normaalspanning, ingevuld in formule voor de maximaal te mobiliseren schuifspanning, resulteert in: τ max ( γ d cosα γ d cosα ) tanφ = c + (3.2.4) g w Er kan een betrouwbaarheidsfunctie Z worden gedefinieerd, die gelijk is aan de weerstand biedende kracht (sterkte R), min de aandrijvende kracht (belasting S), zodanig dat: Z>0 stabiel, Z=0 metastabiel en Z<0 instabiel. Z = R S = c + ( γ d cosα γ d cosα) tanφ γ d sinα (3.2.5) g w g Er kan een stabiliteitfactor SF worden gedefinieerd die gelijk is aan R/S. Indien SF>1 stabiel, SF=1 metastabiel en SF<1 instabiel. ( γ d cosα γ d cosα ) R c + g w tanφ SF = = (3.2.6) S γ d sinα g Met de toevoeging van verschillende partiële veiligheidsfactoren gaat deze formule over in: tanφ γ m, φ ( gρ gρ ) grond γ gρ m, ρ γ grond m, ρ water sinα c cosα + γ d m, c γ waarin: γ m,ρ partiële veiligheidsfactor voor dichtheid (-) γ m,φ partiële veiligheidsfactor voor tanφ (-) γ m,c partiële veiligheidsfactor voor c (-) γ n schadefactor (-) γ d modelfactor (-) n γ d (3.2.7) 42

47 Deze formule is om te schrijven in de vorm van formule uit TAW (2001). De partiële veiligheidsfactoren zijn afhankelijk van de vereiste veiligheid. In TAW (2001) worden hiervoor de volgende aanbevelingen gedaan: γ m,ρ =1,0; γ m,φ =1,1; γ m,c =1,25; γ n =1,1 en γ d =1,1. Het model van Edelman en Joustra zegt niets over infiltratie van water. Voor de geldigheid van het model moet de beschouwde grondlaag minimaal over de dikte d (m) verzadigd zijn (Figuur 3.2.2) Martin Young Door Martin Young (2005) is het bovenstaande model van Edelman Joustra uitgebreid. Omdat er wordt uitgegaan van zeer oppervlakkig afschuiven (bovenste decimeters) zijn de waterspanningen als gevolg van de over het talud schietende watermassa s niet meer te verwaarlozen. Aan de sterktekant kan rekening worden gehouden met de sterkte van het wortelstelsel, die zorgt voor een schijnbare cohesie. Er wordt vanuit gegaan dat de bovenste grondlaag (tot enkele decimeters) zelf geen cohesie heeft, maar bestaat uit een losse stapeling van aggregaten die bij elkaar worden gehouden door wortels. De wortels zorgen voor de schijnbare cohesie c r (N/m 2 ). Deze cohesie is afhankelijk van de hoeveelheid wortels en de treksterkte hiervan en de zogenaamde hoek van schuifvervorming (Figuur 3.2.4). Figuur Wortelmodel (Young 2005) Bij het ondergaan van de in Figuur aangegeven vervorming zal de wortel verlengen, wat een trekkracht in de wortel veroorzaakt. Deze trekkracht heeft een component in de richting langs de schuifzone (T*sinθ) en een component die de grond in de schuifzone comprimeert (T*cosθ). Het comprimeren van de schuifzone kan bijdragen aan de schuifweerstand van de grond in deze zone. Ervan uitgaande dat deze component leidt tot een gelijke toename van de effectieve spanning, bedraagt deze bijdrage aan de schuifweerstand (T*cosθ*tanφ). Totaal wordt de maximale wortelcohesie gelijk aan: Ar cr = Tr ( cos θ tanφ + sinθ ) (3.2.8) A waarin: T r maximale trekspanning wortel (N/m 2 ) A r /A percentage oppervlak wortels (-) θ hoek van schuifvervorming ( o ) φ hoek van inwendige wrijving ( o ) 43

48 De schuifspanning op het talud door het overslaande water is gelijk aan γ u 2 / C 2 w, waarin u (m/s) de stroomsnelheid op het talud is en C (m 0.5 /s) de Chezy coefficient. Invulling van de wortelcohesie en de schuifspanning op het talud door water in de betrouwbaarheidsfunctie van Edelman Joustra geeft: Z 2 Ar γ wu = Tr ( cosθ tanφ + sinθ ) + ( γ g d cosα γ wd cosα) tanφ γ g d sinα (3.2.9) 2 A C Plaxis Plaxis is een computerprogramma dat met behulp van de eindige elementenmethode (EEM) spanningen en vervormingen kan berekenen. Het programma wordt in de dijkenwereld steeds meer gebruikt en is inmiddels een geaccepteerde rekenmethode. In het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies staan aanwijzingen over hoe de berekeningen moeten worden uitgevoerd en een aanbeveling voor de modelfactor. Een groot voordeel van EEM berekeningen is dat er geen verondersteld glijvlak is, zoals bijvoorbeeld voor de methode Bishop, Lift Van, Spencer en Edelman - Joustra. In het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies wordt aanbevolen om voor bezwijkberekeningen gebruik te maken van het Mohr Coulombmodel. Dit model bevat lineair-elastisch perfect plastisch vervormingsgedrag PlaxFlow Voor de analyse van de taludstabiliteit, die gemodelleerd wordt met PLAXIS (paragraaf 3.2.4), kan de verwachte grondwaterstroming en verzadiging van de grond in kaart worden gebracht met het EEM programma PlaxFlow. Met dit programma kan een tijdsafhankelijke grondwaterstroming gemodelleerd worden in verzadigde en niet verzadigde gronden. Onderstaand zijn de vergelijkingen opgenomen die de stroming door verzadigde en onverzadigde grond beschrijven. De vergelijkingen zijn afkomstig uit de PlaxFlow handleiding (PlaxFlow, 2003). De stroming in verzadigde grond wordt berekend met de vergelijking van Darcy: een lineair verband tussen het specifieke debiet en de gradiënt in stijghoogte. q x = k x φ x en q y = k y φ y (3.2.10) Waarin q x en q y (m 3 /s/m 2 of m/s) het specifieke debiet in x en y richting zijn, k (m/s) de doorlatendheid en φ de stijghoogte (m). De stijghoogte is als volgt gedefinieerd: p p = y en =, waarin y (m) de plaatshoogte, p (Pa) de waterdruk in de φ γ w φ p poriën en γ w (N/m 3 ) het volumegewicht van water. γ w 44

49 Voor niet-stationaire stromingen geldt de volgende continuïteitsvergelijking: q x x q y + y φ + c = Q t (3.2.11) Waarin Q (s -1 ) een bronterm is en c (m -1 ) een bergingscapaciteit die afhankelijk is van de porositeit n (-) en de verandering van de verzadiging S (-) met de stijghoogte φ p. c c sat ds + n dφ ( φ ) p p = (3.2.12) De modellering van de onverzadigde stroming is gebaseerd op de Van Genuchten materiaalbeschrijving. Volgens deze materiaalbeschrijving is de verzadiging als volgt afhankelijk van de stijghoogte. S ( ) 1 gn gn g a p ( ) S + ( S S ) 1+ ( g φ ) n φ = (3.2.13) p residu sat residu Hierin zijn g a en g n zogenaamde Van Genuchten parameters, die afhankelijk zijn van het soort materiaal. In de poriën wordt een residuele verzadiging aangenomen (S residu ). Deze verzadiging staat voor het poriënwater dat ondanks hoge zuigspanningen in de poriën aanwezig blijft. In het algemeen zal zelfs bij verzadigde omstandigheden, de verzadiging niet volledig zijn vanwege luchtinsluitingen, waardoor S sat niet helemaal gelijk zal zijn aan 1. De relatieve doorlatendheid is afhankelijk van een effectieve verzadiging S e (-) die als volgt wordt gedefinieerd: S e residu = (3.2.14) S S S sat S residu De relatieve doorlatendheid k rel (-) volgens Van Genuchten is: 2 g 1 n gn 1 g n g g = ( ) 1 n l k 1 rel Se Se (3.2.15) De effectieve doorlatendheidstensor K is afhankelijk van de verzadiging S: K = k ( S) K. rel sat Het model PlaxFlow, waarin de bovenstaande vergelijkingen worden opgelost, is relatief kort geleden op de markt gekomen. Deze eerste versie van PlaxFlow bevat nog veel bugs. Voor de berekeningen die in het kader van de predictie (hoofdstuk 5) zijn uitgevoerd is gebruik gemaakt van een Beta-versie (1.4 build 119) waarin een aantal van de bugs is verwijderd. 45

50 4 Parameterbepalingen 4.1 Inleiding In dit hoofdstuk wordt aangegeven welke parameters gemeten moeten worden om te komen tot een predictie van erosie van de toplaag (paragraaf 4.2) of afschuiven van die toplaag (paragraaf 4.3). Het gaat dus om te meten parameters in zijn algemeenheid en is niet specifiek gericht op te meten parameters tijdens de proeven in Groningen. Een predictie waarbij gebruik wordt gemaakt van bekende of geschatte waarden van parameters voor die locatie komt in Hoofdstuk 5 aan de orde. 4.2 Erosiemodel Voor de predictie van de erosie van een toplaag zijn waarden voor hydraulische en grondgerelateerde parameters nodig. Uitgaande van de in paragraaf 3.1 afgeleide methode is het noodzakelijk de volgende parameters te bepalen: hydraulische parameters: - dikte waterlaag h - maximale stroomsnelheid U max - turbulentie intensiteit r 0 - belasting duur t grondgerelateerde parameters: - zode dikte - schuifsterkte van de zode (dit geeft totaal voor cohesie c en wortelfactor C r ) - schuifsterkte van de klei (geeft waarde voor cohesie c) - aggregaatgrootte d a - volumiek gewicht ρ s - parameter C E Voor het vergelijken van een predictie is het uiteraard ook nodig om de gatdiepte y m en de tijd t te bepalen. De sterkte factor c E is de grote onbekende. De waarde hiervan kan worden geschat met Tabel aan de hand van een kwalitatieve beschrijving van de graskwaliteit en de kleikwaliteit door een expert. Een alternatief is uit te gaan van vgl. (3.1.9) en daartoe dus waarden voor wortellengte, bedekkingsgraad en gehalte afslibbaar materiaal te bepalen. Echter, waarschijnlijk spelen meer parameters een rol en daarom wordt in zijn algemeenheid aanbevolen alle relevante parameters te bepalen, omdat op dit moment niet eenduidig is aan te geven welke parameters de sterkte factor c E karakteriseren. Verder is het zinvol algemene grootheden zoals: temperatuur, zuurgraad en stikstofgehalte vast te leggen. B = bedekkinggraad (%) G = gatgrootte (m 2 ) R = rico-absentie (%) W l = wortellengte (m/dm 3 ) W g = wortelgewicht (g/dm 3 ) V = vloeigrens (%) W = watergehalte (-) I P = plasticiteitsgrens (-) F = gehalte afslibbaar materiaal (%) L = lutum gehalte (%) Z = zand gehalte (%) 46

51 4.3 Oppervlakkig afschuiven binnentalud Grondcategorie Voor gebruik van de figuur 3 uit de Handreiking Constructief ontwerp (TAW 1994) of figuur uit het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies (TAW 2001) is de grondcategorie nodig. De grondcategorie is afhankelijk van de Atterbergse grenzen en het lutum- en zandgehalte. De indeling is afkomstig uit de Handreiking Constructief ontwerp. De Atterbergse grenzen zijn de vloeigrens w l en de uitrolgrens w p. Dit zijn de grenzen van het watergehalte in de klei (massapercentage ten opzichte van de droge massa), waarbij de klei respectievelijk begint te vloeien en nog net plastisch is. De plasticiteitsindex I p is het verschil tussen deze grenzen (I p = w l - w p ). Tabel Grondcategorie volgens Handreiking Constructief ontwerp Grondcategorie Voorwaarden Handreiking Constructief ontwerp c1 w l > 45% I p > 0.73*(w l -20%) zandgehalte < 40% organische stof < 5% HCl massaverlies < 25% c2 w l < 45% I p > 18% zandgehalte < 40% organische stof < 5% HCl massaverlies < 25% c3 I p < 18% zandgehalte > 40% lutumgehalte > 8% c4 overig, bijvoorbeeld zand De grondcategorie uit de Handreiking Constructief ontwerp is in eerste instantie een classificatie voor de erosiebestendigheid van de klei. Met iets andere voorwaarden wordt de indeling in categorieën ook teruggevonden in onder andere het Technisch Rapport Klei voor Dijken (TAW 1996) en de Standaard RAW Bepalingen (RAW 2005), maar dan onder de kop erosiebestendigheidscategorie. Dezelfde klei-eigenschappen blijken echter ook van belang voor het mechanisme afschuiven. Een klei uit categorie c1 heeft een grote plasticiteitsindex, wat betekent dat er een grote marge in watergehalte is waarin de klei zich plastisch gedraagt en dus cohesie heeft. Een schrale klei met een lage plasticiteitsindex zal bij een oplopend watergehalte veel eerder aan de vloeigrens raken waardoor de cohesie vermindert. Een tekortkoming bij het gebruik van deze categorie-indeling bij de beoordeling van het mechanisme afschuiven is dat er geen rekening wordt gehouden met structuurvormende processen in het veld. De Atterbergse grenzen hebben alleen betrekking op de kleisamenstelling en niet op de processen die de structuur van de klei in het veld bepalen. Een 47

52 klei uit categorie 1 kan bijvoorbeeld grote droogtescheuren vertonen indien deze te nat is aangebracht. Verder heeft de verdichting van de klei en structuurvormende processen, zoals regen/ droogte, vorst, flora en fauna invloed op de kleieigenschappen, zoals deze in het veld aanwezig is. Deze eigenschappen worden niet gedekt door de bovenstaande grondclassificatie Dijkopbouw en ligging freatisch vlak Kennis over de globale dijkopbouw (zanddijk/kleidijk) is belangrijk voor het bepalen van het potentiële faalmechanisme (oppervlakkig afschuiven en of opdrukken van de kleibekleding) en voor het bepalen van de ligging van het freatisch vlak in de dijk. De globale opbouw van de dijk kan worden bepaald met behulp van sonderingen en boringen. Door de sonderingen uit te voeren met een piëzoconus kan in goed doorlatende zandlagen de waterspanning worden gemeten In slecht doorlatende fijne zandlagen of in kleilagen wordt met name de wateroverspanning gemeten die wordt veroorzaakt door het voorbij komen van de sondeerconus. Door het uitvoeren van dissipatietesten, waarbij de piezoconus een tijd wordt stilgehouden, kan de waterspanning soms alsnog worden gemeten. Een meer betrouwbare methode voor het bepalen van het freatisch vlak in de dijk is het plaatsen van waterspanningsmeters in klei- of zandlagen en of peilbuizen in zandlagen. Op deze manier kan over een langere periode worden gemeten en kan worden bepaald wat de invloed is van periodes van droogte en regen of wat de invloed is van het getij. Voor het oppervlakkig afschuiven van het binnentalud is het daarnaast belangrijk om de opbouw van de bovenste paar meter van het binnentalud in meer detail te weten. Belangrijk is dat eventueel aanwezige zwakke kleilaagjes of zandlaagjes evenwijdig aan het talud worden gevonden. Een overgang van kernklei naar bekledingsklei kan bijvoorbeeld een potentieel glijvlak vormen. Voor het vinden van dergelijke zwakke laagjes dienen boringen te worden uitgevoerd Doorlatendheid Infiltratie van water in het dijktalud wordt berekend met behulp van het model PlaxFlow. In dit model wordt de verzadigde en onverzadigde stroming bepaald door de parameters: k x en k y verzadigde doorlatendheid (m/s) c sat bergingscapaciteit (1/m) S residu residuele verzadiging (-) S sat maximale verzadiging (-) g l, g a en g l factoren die de relatie tussen verzadiging en zuigspanning en relatieve doorlatendheid vastleggen (-). De verzadigde doorlatendheid k (m/s) kan in het laboratorium worden bepaald door ongeroerde monsters onder terreinspanning te brengen en ze vervolgens te doorstromen. Een nadeel hiervan is dat de ongeroerde monsters in het algemeen relatief klein ten opzichte van de aggregaten waaruit gestructureerde klei is opgebouwd. 48

53 De verzadigde doorlatendheid kan ook worden bepaald met behulp van een infiltratieproef in het veld met behulp van een voldoende grote infiltratiekoker. Indien deze proef lang genoeg wordt doorgezet, dan volgt uit het dalen van het waterniveau in de infiltratiekoker direct de verzadigde doorlatendheid. In het kader van het onderzoek voor het Technisch Rapport Klei voor Dijken (TAW 1996) zijn tientallen infiltratieproeven uitgevoerd waaruit blijkt dat de infiltratiesnelheid in de orde van 10-4 à 10-5 m/s is. De invloed van het seizoen blijkt minder invloed te hebben dan een korte onderlinge afstand van de infiltratieproeven. De overige parameters bepalen de onverzadigde stroming. Voor het bepalen van deze parameters wordt gebruik gemaakt van de zogenaamde verdampingsmethode. Hierbij wordt een ongeroerd grondmonster met een diameter van circa 10 cm en een hoogte van circa 8 cm volledig verzadigd en worden op verschillende hoogtes in het monster tensiometers aangebracht. Aan de bovenzijde van het monster wordt verdamping toegelaten, waardoor het monster langzaam uitdroogt. Dit proces wordt gemeten door het monster op een balans te zetten en de gewichtsafname te controleren. Op basis van de drukmetingen en de verdamping van water kunnen voor het monster de waterretentiekarakteristiek (pf-curve) en de doorlatendheidskarakteristiek (kh) worden bepaald en uitgedrukt in de Van Genuchten parameters (Pleijter et al. 2005) Wrijvingseigenschappen grond Voor de modellen Edelman Joustra, de rekenregels uit TAW 2001 en Plaxis wordt gebruik gemaakt van het Mohr-Coulomb bezwijkcriterium. Dit criterium bevat de parameters cohesie c (N/m 2 ) en de hoek van inwendige wrijving φ ( o ). Uitgaande van de typische opbouw van klei op de taluds van Nederlandse dijken (Bijlage 4), kan onderscheid worden gemaakt naar verschillende lagen, waarvoor op verschillende manieren de wrijvingsparameters kunnen worden bepaald. Wortelzone (bovenste paar decimeter) Gestructureerde zone waarin de klei bestaat uit losse aggregaten die met toenemende diepte groter worden en minder tussenruimte hebben (circa bovenste meter). Ongestructureerde zone (niet relevant voor oppervlakkige afschuivingen als gevolg van overslag). In de bovenste paar decimeter van de grasmat hebben de aggregaten onderling geen cohesie. De samenhang tussen de aggregaten wordt veroorzaakt door wortels. De methode waarop de wortelcohesie kan worden bepaald wordt behandeld in paragraaf Voor de bepaling van de wrijvingseigenschappen c en φ in het laboratorium, van gestructureerde klei onder overslagcondities, moet met een aantal aspecten rekening worden gehouden. 1. De grondmonsters moeten een orde groter zijn dan de aggregaten waaruit de klei is opgebouwd. Voor een typisch Nederlandse dijk betekent dit grondmonsters in de orde van 0,4 3 m Gezien de typische opbouw van de klei op dijktaluds (Bijlage 4) worden diepte afhankelijke wrijvingsparameters verwacht. 49

54 3. Er moet rekening worden gehouden met de dominante scheurrichtingen in de klei en de richting van een potentieel glijvlak. 4. Dilatantie van de op elkaar gestapelde goed in elkaar passende aggregaten. 5. De verweking van de oppervlaktes van de aggregaten door indringing van water. Hieraan kan bijvoorbeeld worden voldaan door het uitvoeren van een reeks van simple shear proeven op grote monsters van verschillende dieptes die na verschillende verzadigingstijden worden afgeschoven Wortelcohesie Een directe manier om de wortelcohesie te meten is momenteel niet beschikbaar. Gedacht kan worden aan het uitvoeren van simple shear proeven waarbij met dezelfde aspecten rekening dient te worden gehouden als bij het bepalen van de schuifsterkte van de gestructureerde laag (paragraaf 4.3.4). In dit geval zullen de aggregaten wat kleiner zijn, zodat ook de te beproeven monsters kleiner kunnen zijn. Een indirecte manier om de wortelcohesie te bepalen is door gebruik te maken van het model dat wordt beschreven in Young (2005). De bovenste decimeter(s) van de grond onder het taludoppervlak bestaat uit een stapeling van kleiaggregaten die wordt samengehouden door wortels. De wortels zorgen op deze manier voor een cohesie c r (N/m 2 ). In Young (2005) wordt aangegeven dat deze cohesie als volgt kan worden berekend: Ar cr = Tr ( cos θ tanφ + sinθ ) (4.3.1) A waarin: T r maximale trekspanning wortel (N/m 2 ) A r /A percentage oppervlak wortels (-) θ hoek van schuifvervorming ( o ) φ hoek van inwendige wrijving ( o ) De treksterkte T r van de wortels is in het verleden onderzocht voor diverse soorten zogenaamd klomp- of kluitgras. De wortels van dit type gras komen vrij diep (tot meer dan 0,5 m) en zijn relatief dik (0,5-1,5 mm). Er wordt een aanzienlijke spreiding gevonden in de sterkte, namelijk van 1,3 56 MPa. Het onderzochte gras is niet gelijk aan het gras dat op de Nederlandse dijken groeit. Onderzoek naar de treksterkte van het Nederlandse gras is niet beschikbaar. In Young (2005) wordt een suggestie gedaan om voor het Nederlandse gras een gemiddelde waarde van de treksterkte van 20,5 MPa aan te houden met een standaardafwijking van 14 MPa. Deze suggestie is gebaseerd op het onderzoek naar het zogenaamde klomp- of kluitgras, waarbij een arbitraire reductiefactor is toegepast. Het percentage worteloppervlak A r /A neemt af met de diepte. Hoe deze afname precies verloopt, is niet in detail onderzocht, maar voor de bovengenoemde klomp- of kluitgrassoorten zijn metingen verricht. Helaas geldt ook in dit geval dat de onderzochte grassoorten niet gelijk zijn aan de grassen op Nederlandse dijken. In Young (2005) wordt gebruik gemaakt van worteldata die door Sprangers (1999) is verzameld op verschillende Nederlandse dijken. Met de door Sprangers gevonden gemiddelde worteldiameter van 0,13 mm kan, gebruikmakend 50

55 van de worteltellingen die worden uitgevoerd bij de toetsing volgens RWS (2004), een A r /A worden becijferd. Voor een goed doorwortelde grasmat geldt bijvoorbeeld dat er op een diepte van 20 cm nog meer dan 6 wortels moeten worden gevonden in een boorkern met een diameter van 3 cm (meer dan circa 8500 wortels per m 2 grasmat op 20 cm diepte). De A r /A wordt dan 6*0,25*π*0,13 2 /0,25*π*30 2 = 0,01%. Over de hoek van de schuifvervorming θ ( o ) is weinig bekend. Volgens Young (2005) wordt in de literatuur een waarde tussen de 45 o en 70 o genoemd op basis van observaties van wortels van coniferen. Met behulp van de bovenstaande grote spreidingen in parameters is met behulp van een Monte Carlo simulatie bepaald welke spreiding dit geeft voor de wortelcohesie. De uitgangspunten en resultaten staan in Tabel Tabel Parameter Tr A r /A θ φ c r Spreiding wortelcohesie bij geschatte verdelingen van de wortelparameters Verdeling afgekapte normaalverdeling μ = 20,5 MPa; σ = 14 MPa; minimum = 1,5 MPa; maximum = 50 MPa afgekapte normaalverdeling μ = 0,01%; σ = 0,005%; minimum = 0,001%; maximum = 0,02% (gebaseerd op een goede doorworteling volgens het VTV van 6 wortels op 0,2 m diepte) uniforme verdeling minimum = 45 o ; maximum = 70 o deterministisch 25 o gemiddelde = 2,3 kpa; standaardafwijking = 1,6 kpa Uit het bovenstaande kan worden geconcludeerd dat verder onderzoek naar wortelcohesie noodzakelijk is, voordat deze voor het toetsen of ontwerpen van dijken in rekening kan worden gebracht. Hierbij gaat het om zowel de validatie van het wortelsterktemodel als naar de verschillende parameters. Tevens kan worden geconcludeerd dat de aanwezigheid van een wortelcohesie in de orde van enkele kpa s in de bovenste decimeters van de graszode zeer aannemelijk is. 51

56 5 Predictie 5.1 Erosie Erosie van de toplaag begint met erosie van het gras op een locatie waar de kwaliteit van het gras geringer is dan elders. Op deze zwakkere locatie zal een gat ontstaan en de ontwikkeling van dit gat kan worden voorspeld aan de hand van het EPM zoals ontwikkeld door Van den Bos (2006). Daartoe wordt gebruik gemaakt van vergelijking (3.1.12): ( 0.7α ) 2 max c Δ (3.1.12) y m U U t = 1,7 λ kδ Er is sprake van falen van de toplaag als y m > 0,10 m (er van uitgaande dat de zode dikker is dan die 0,10 m). Met vlg.(3.1.12) wordt de erosie per overslaande golf berekend. Afhankelijk van het overslagdebiet zullen er meer golven overslaan. Voor de predictie is uitgegaan van de volgende aantallen (zie hoofdstuk 2): q = 0,1 l/s/m: q = 1 l/s/m: q = 10 l/s/m: q = 30 l/s/m: 9 golven per 6 uur 115 golven per 6 uur 867 golven per 6 uur 1324 golven per 6 uur De golven bij een bepaald overslagdebiet kennen een verschillend volume met bijbehorende verschillende maximale stroomsnelheden en tijdsduren. Voor iedere afzonderlijke golf wordt de erosie berekend en gesommeerd. Op basis van de gegevens in Hoofdstuk 2 zijn enkele karakteristieke waarden: Maximale stroomsnelheid U max = 3 m/s (range 1 à 5 m/s) Laagdikte h = 0,05 m (range 0,02 à 0,08 m) Belastingduur t = 3 s (range (1 à 5 s) Voor de kritieke stroomsnelheid is een aantal alternatieven, waarbij gebruik wordt gemaakt van de formules: met U τ C 2 c c = (3.1.7) ρw g 4 1,85 10 τ = (3.1.5) cr c E en c = f( B, G, R, W, W, V, F, L, Z) of een waarde volgens Tabel E l g of 8.8h 0.4 U = log gd + 0.6C + C da ρ (( ρ ρ) ) c s f R (3.1.10) 52

57 Als wordt uitgegaan van gemiddeld gras, geldt volgens Tabel 3.1.1: U c = 3 a 5 m/s. Als de formule van Mirtskhoulava inclusief wortelcohesie wordt aangehouden geldt (zie ook Tabel 3.1.2): U c = 3,4 m/s. Voor U c wordt een minimale waarde gekozen van 3,0 m/s. Als we tenslotte verder aannemen dat k = 1,3 10 6, α = 3 en ρ s = 2000 kg/m 3 kan voor de verschillende overslagdebieten de ontgronding in 6 uur worden voorspeld: q = 0,1 l/s/m: q = 1 l/s/m: q = 10 l/s/m: q = 30 l/s/m: y m = 0 m (in 6 uur) y m = 0 m (in 6 uur) y m = 0-0,008 m (in 6 uur) y m = 0-0,013 m (in 6 uur) Geconcludeerd kan worden dat bij een goede, gesloten grasmat bij alle overslagdebieten geen falen zal optreden, want de erosie blijft kleiner dan 0,10 m. Bij overslagdebieten tot 1 l/s/m zal geen erosie optreden; bij grotere overslagdebieten zal de erosie beperkt blijven tot orde 10 mm. Als een initiële beschadiging van de grasmat wordt verondersteld, dat wil zeggen lokaal is geen gras meer aanwezig, dan zal de kritische stroomsnelheid aanzienlijk geringer zijn. Uitgaande van klei met een kritische snelheid U c = 0,5 m/s zijn voor 0,1 l/s/m en 1 l/s/m ook de erosie berekend. De resultaten zijn: q = 0,1 l/s/m: q = 1 l/s/m: y m = 0 m (in 6 uur) y m = 0-0,008 m (in 6 uur) Ook in dit geval zal dus geen falen optreden. Er is ook een toetsing mogelijk volgens de VTV. In dat geval moet voor overslagdebieten groter dan 0,1 l/s/m volgens de gedetailleerde methode worden getoetst. Een overslagdebiet van 0,1 l/s/m hoeft aan geen enkele voorwaarde te voldoen. Voor de grotere overslagdebieten zijn de relevante parameters de rekensnelheid v r en de belastingduur t sr : v r H s H s z = 700 0, tanα T L z p 0 q 0,5 (5.1.1) t sr z = ts 1 z q (5.1.2) Voor overslagdebieten van 1 l/s/m en 10 l/s/m worden waarden berekend van v r = 0,55 m/s en t sr = 0,29 uur respectievelijk v r = 1,62 m/s en t sr = 0,72 uur. Uit een grasonderzoek, uitgevoerd door Alterra in 2006 (zie Bijlage 5), is gebleken dat de zodekwaliteit als matig moet worden gekarakteriseerd, ondanks de zeer goede geslotenheid van de grasmat. Uit de VTV blijkt dan dat voor de optredende snelheid en bijbehorende tijdsduur in relatie tot de score matig voor de zodekwaliteit, de uiteindelijke score goed is. 53

58 5.2 Oppervlakkig afschuiven binnentalud Inleiding De ComCoast overslagproef is niet gericht op het mechanisme afschuiven van de bekleding. De teststroken zijn hiervoor onvoldoende breed. De dijkbreedte voor het eventueel beproeven van het mechanisme afschuiven moet minimaal 20 tot 30 m zijn. Bij een te smalle strookbreedte zijn de randeffecten groot. In het geval van een 4 meter brede afschuifzone en een afschuifvlak op 1 m diepte, bedraagt het oppervlak van de zijranden 33% van het totale afschuifoppervlak. Het in rekening brengen van dergelijke 3D effecten valt buiten het kader van deze predictie. De predicties zijn gemaakt voor de 2D situatie, waarbij de teststrook minimaal 30 meter breed zou moeten zijn. Hiervoor zijn de volgende modellen gebruikt: 1. Stabiliteit Figuur 3 van de Handreiking Constructief ontwerp (TAW 1994) 2. Stabiliteit met Edelman Joustra 3. Stabiliteit met Edelman Joustra conform VTV (RWS 2004) 4. Stabiliteit Martin Young (Young 2005) 5. Infiltratie PlaxFlow 6. Stabiliteit Plaxis Ter plaatse van de 4 meter brede teststroken zal de infiltratie van water worden gemeten met behulp van tensiometers. De infiltratie van water in het talud is een zeer belangrijk aspect voor de stabiliteit van de toplaag. De infiltratie van water in het talud is gemodelleerd met PlaxFlow Handreiking Constructief ontwerp figuur 3 Ten aanzien van infiltratie wordt er bij dit model vanuit gegaan dat een overslagdebiet van meer dan 0,1 l/m/s leidt tot verzadiging van het talud. Dit is een voorwaarde voor toepassing van het model. Met behulp van figuur 3 uit TAW 1994 (of figuur uit TAW 2001) is een predictie gemaakt van mogelijk afschuiven van de ComCoast proeflocatie. Hierbij wordt opgemerkt dat geen rekening is gehouden met de versterking van de grasmat door middel van een geotextiel. De taludhelling is afgeleid uit de 4 beschikbare profielen op de proeflocatie, zie Figuur Figuur Dwarsprofielen met handboorlocaties (hb) 54

59 De nulpunten van de dwarsprofielen zijn zodanig verschoven dat de binnenkruinlijn voor elk profiel gelijk is. De profielen hebben alle 4 een taludhelling van circa 1:2,8. De dijk is een kleidijk. Door Fugro (Heikes, 2006) zijn 6 handboringen uitgevoerd, twee bovenaan het talud, twee midden op het talud en 2 onderaan het talud. Eén boring ter plaatse van de kruin is tot een diepte van 3,5 m onder maaiveld uitgevoerd. Tot deze diepte wordt het hoofdbestanddeel klei aangetroffen. De overige 5 boringen zijn tot een diepte van 1,5 m uitgevoerd. Uit de boringen blijkt dat tot deze diepte hoofdzakelijk klei wordt aangetroffen. In de twee boringen onderaan het talud wordt 0,4 m onder het maaiveld een zandlaag aangetroffen van 0,6 en 0,4 m dikte. Later zijn 6 aanvullende handboringen uitgevoerd verdeeld over het talud tot een diepte van 2 m onder het maaiveld. Hieruit bleek dat er wel zandstukken in de bekleding voorkomen, maar de bovengenoemde zandlaag werd niet aangetroffen. Voor een aantal kleimonsters uit de bekledingslaag zijn de relevante parameters bepaald voor het indelen van de grond in categorie 1-3. De parameters en categorisering staan in tabel Tabel Categorie-indeling klei ComCoast proeflocatie (Heikes, 2006) Monster diepte (m tov mv) benaming zand (%) Klei (%) org. (%) w l w p Ip cat. opmerking hb hb klei, matig siltig, zwak humeus klei, matig siltig, zwak humeus c3 ivm organisch, anders c c1 - hb klei, sterk siltig c1 - hb klei, sterk siltig, zwak humeus c1 - hb klei, sterk siltig, zwak humeus c1 - hb klei, sterk siltig, zwak humeus c2 - hb klei, sterk siltig, zwak humeus c2 - hb hb hb klei, sterk siltig, zwak humeus klei, sterk siltig, zwak humeus klei, uiterst siltig, zwak humeus c3 ivm organisch, anders c c c3 - Op het relatief beperkte oppervlak waar het grondonderzoek is uitgevoerd worden c1, c2 en c3 aangetroffen. Bij een taludhelling van 1:2,8 moet volgens figuur 3 uit TAW 1994 minimaal een klei van categorie 2 aanwezig zijn. In de noordelijke raai, boringen 1, 2 en 3 (Heikes, 2006) wordt hieraan niet voldaan door de klei in de bovenste 0,6 m van boring 1, die is gelegen nabij de kruin van de noordelijke raai. Deze klei heeft een 3% te hoog humusgehalte en valt daarom in c3 in plaats van in c1. Het zandgehalte en de plasticiteitsindex van deze klei zijn wel ruim voldoende. De overige monsters vallen allen in c1, waardoor voor de noordelijke raai geen afschuiven wordt verwacht. 55

60 In de zuidelijke raai (boringen 4, 5 en 6) worden twee kleimonsters in c3 aangetroffen. Eén valt in c3 in plaats van c1 vanwege 0,6% teveel humus. Het zandgehalte en de plasticiteitsindex zijn ruim voldoende. Naast het feit dat dit kleimonster maar net niet voldoet aan de eisen voor c1, komt deze klei van 1,3-1,5 m diepte, wat de ondergrens is van een mogelijk afschuifvlak. Ook de bovenste 0,4 m klei uit boring 6, gelegen onderaan het talud van de zuidelijke raai, is klei uit c3. Dit kleimonster is te zandig en heeft een te lage plasticiteitsindex. Afhankelijk van de grootte van de zwakke plek in de bekleding, moet hier rekening worden gehouden met verweking en kleinschalige afschuiving nabij de teen van de zuidelijke raai. Op basis van dit model wordt alleen in het onderste deel van de zuidelijke raai afschuiven verwacht Edelman Joustra Ten aanzien van infiltratie wordt er bij dit model vanuit gegaan dat een overslagdebiet van meer dan 0,1 l/m/s leidt tot verzadiging van het talud. Dit is een voorwaarde voor toepassing van het model. De belangrijkste parameters in het Edelman-Joustra criterium zijn de wrijvingseigenschappen van de grond c en φ. Op basis van de uitgevoerde boringen en de kennis over de duikopbouw (Bijlage 4) wordt voor de ComCoast proeflocatie onderscheid gemaakt in drie zones (zie ook paragraaf 4.3.4): 1. Vaste zone dieper dan 1,2 m onder het talud. 2. Sterk gestructureerde zone 0,2-1,2 m onder het talud. 3. Wortelzone 0-0,2 m onder het talud. 1. Vaste zone Voor de vaste zone wordt uitgegaan van de gemiddelde triaxiaalproefresultaten c=11 kpa en φ=31,5 o (Heikes, 2006). 2. Sterk gestructureerde zone Er zijn geen representatieve proeven op gestructureerde klei uitgevoerd voor de ComCoastproeflocatie (zie hoofdstuk 4). Voor de predictie is daarom een schatting van de wrijvingsparameters gemaakt op basis van: 4 triaxiaalproeven (Heikes, 2006) Torvane proeven op ongeroerde kleimonsters. kennis over de opbouw van gestructureerde klei in Nederlandse dijken (Bijlage 4) model voor afschuiven van gestructureerde rots (Cai et al., 1992) literatuurstudie door Young (2005) De gestructureerde kleilaag bestaat uit een stapeling van aggregaten die onderling weinig cohesie hebben, maar die precies in elkaar passen. Uitgaande van relatief sterke aggregaten, zal de gestructureerde klei bij een schuifvervorming op een bepaalde diepte onder het talud dilatant gedrag vertonen (Figuur 5.2.2). 56

61 Figuur Geschematiseerde afschuiving langs aggregaten (Cai et al., 1992). Voor het over elkaar schuiven van de aggregaten moet de weestand op de vlakken tussen de aggregaten worden overwonnen en moeten de aggregaten uit elkaar worden geduwd. Bij een oppervlakkige afschuiving evenwijdig aan het talud zal de afschuivende grondmoot met een hoek α (zie Figuur 5.2.2) ten opzichte van de taludhelling omhoog worden geduwd. De wrijvingshoek tussen twee aggregaten die langs elkaar schuiven is iets kleiner dan φ. De extra weerstand die ontstaat door het omhoog duwen van de bovenlaag kan worden gemodelleerd door de hoek α op te tellen bij de wrijvingshoek tussen de aggregaten. Er ontstaat zo een materiaal met een hoge wrijvingshoek (α+φ), zonder cohesie. Er wordt uitgegaan van een hoek α van 30 o en een wrijvingshoek tussen de aggregaten van 30 o, waarmee (α+φ) gelijk wordt aan 60 o. Deze schijnbare wrijvingshoek is de schatting voor de zone van 0,3 tot en met 1,2 m diepte, namelijk de diepte waar de aggregaten een goed op elkaar sluitende stapeling vormen. Overigens sluit de omhullende van c=0 kpa en φ=60 o aan op de omhullende voor de vaste laag (c=11 kpa en φ=31,5 o ) bij een effectieve spanning van 17 kpa, wat ongeveer neerkomt op een diepte onder het talud van 1,2 m. Deze bovenstaande redenering gaat alleen op als de aggregaten relatief sterk zijn. Indien dit niet het geval is, bijvoorbeeld door verweking van de randen van de aggregaten of door hoge spanningen die dieper onder het taludoppervlak heersen, zullen de aggregaten zelf bezwijken. De bovenstaande modellering van de wrijvingseigenschappen is dus alleen geldig tot een bepaalde diepte onder het taludoppervlak en alleen indien de verweking van de randen van de aggregaten klein is ten opzichte van de aggregaatafmetingen. De schuifsterkte van de aggregaten vormt een bovengrens van de schuifsterkte van de bulk. De indicatie van de sterkte van de aggregaten kan worden ontleend aan de triaxiaalproefresultaten van Heikes (2006). De resultaten van de proeven per belastingstap staan in Figuur Tau (kpa) gemiddeld (c=11; phi=31,5 gra.) HB2-1 HB2-2 HB5-5 HB Sigma' (kpa) Figuur Resultaten 4 triaxiaalproeven bij 2% rek 57

62 De sigma-tau-punten in Figuur zijn gebaseerd op een rek van 2% (multi stage proeven). Opgemerkt wordt dat de spanningspunten bij 2% rek veel hoger liggen dan de effectieve spanningen die wordt verwacht op de diepte van een potentieel glijvlak (tot kpa). Een tweede indicatie van de sterkte van de aggregaten kan worden ontleend aan het grondonderzoek dat in december 2006 in aanvulling op Heikes (2006) is uitgevoerd. Er zijn twee Begemannboringen tot een diepte van 2 m onder het talud gestoken. De boringen zijn in de lengte gehalveerd. Op één helft zijn bij het natuurlijk vochtgehalte Torvane proeven uitgevoerd om eventuele slappe grondlaagjes op te sporen. De andere helft is gedurende een nacht (circa 14 uur) onder water bewaard, waarna Torvane proeven zijn uitgevoerd. De resultaten van de proeven staan in Figuur De Torvane resultaten zijn uitgezet tegen de diepte onder het maaiveld. In de figuur is tevens het gemiddelde van de triaxiaalproefresultaten gezet, waarbij de effectieve spanning is berekend met behulp van het volumiek gewicht van de grond uit de Begemannboringen Torvane natuurlijk vochtgehalte Torvane na nacht onder water Triaxiaal gemiddeld bij 2% rek Schuifsterkte (kpa) Diepte onder maaiveld (m) Figuur Resultaten Torvane proeven (kpa) bij natuurlijk vochtgehalte en na bewaring onder water gedurende circa 14 uur Uit de Begemannboringen en de Torvaneproeven blijkt dat er geen extreem slap kleilaagje, geen duidelijke overgangslaag tussen twee grondsoorten of een zandlaagje aanwezig is, dat een potentieel glijvlak zou kunnen vormen. Verder blijkt dat verweking van de klei, door deze gedurende 14 uur onder water te bewaren, een afname van de schuifsterkte geeft van gemiddeld 20-25%, waardoor de schuifsterkte aanzienlijk blijft. De klei is slechts beperkt gevoelig voor verweking. De gemiddelde triaxiaalproefresultaten bij 2% rek, geëxtrapoleerd naar lage spanningen, komen redelijk overeen met de Torvaneproefresultaten op onder water bewaard materiaal. De Torvane resultaten liggen boven de omhullende gekarakteriseerd door c=0 kpa en φ=60 o, tot een diepte van 1,2 m onder het talud. 3. Wortelzone De bovenste 0,2 m van de taludbekleding wordt gekenmerkt door een aanzienlijk lossere stapeling van aggregaten, waardoor de hoek α kleiner zal zijn. Hier kan echter rekening worden gehouden met cohesie die wordt veroorzaakt door wortels. Er zijn voor de ComCoast proeflocatie geen directe metingen uitgevoerd van de wortelcohesie. Een schatting van de 58

63 wortelcohesie is gemaakt op basis van worteltellingen op de ComCoast proeflocatie (Alterra 2006) en op basis van schattingen uit Young (2005). Op een diepte van 0,2 m worden nog 3 wortels in de boorkern met een diameter van 3 cm aangetroffen. Dit zijn ruim 4200 wortels per vierkante meter. Met een gemiddelde worteldiameter van 0,13 mm voor gras op Nederlandse dijken (Young, 2005), een gemiddelde worteltreksterkte T r van 20 MPa en een θ van 55 o en een φ van 30 o, volgt met het wortelcohesiemodel een wortelcohesie van 1,3 kpa. Ondieper komen veel meer wortels voor, waardoor de wortelcohesie snel toeneemt tot meer dan 10 kpa op circa 5 cm onder het oppervlak. Voor de berekeningen is voor het hele laagje uitgegaan van c=1,3 kpa en φ=30 o. Samengevat worden voor de predictie de volgende sterkteparameters aangehouden: 1. Vaste zone dieper dan 1,2 m onder het talud c=11 kpa, φ=31,5 o. 2. Sterk gestructureerde zone 0,2-1,2 m onder het talud c=0 kpa, φ=60 o. 3. Wortelzone 0-0,2 m onder het talud c=1,3 kpa, φ=30 o. Voor het uitvoeren van een predictie zijn alle partiële veiligheidsfactoren uit het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies gelijk gesteld aan 1,0. Voor elke diepte van het potentiële glijvlak onder het taludoppervlak is het Edelman Joustra criterium gecontroleerd. De resultaten van de berekeningen (stabiliteit afhankelijk van de laagdikte van de afschuivende grondlaag) staan in Figuur Uit de berekeningen blijkt dat de stabiliteit voldoende (>1.0) is. Volgens het Edelman-Joustra model zal geen afschuiven optreden. 6 5 wortelzone 0-0,2 m 4 Stabilieit (-) 3 2 sterk gestructureerde zone 0,2-1,2 m vaste zone >1,2 m dikte afschuivende laag (m) Figuur Stabiliteit afhankelijk van laagdikte d (m) voor ComCoastprofiel Edelman Joustra volgens VTV Het Edelman Joustra model (paragraaf 5.2.3) is eveneens gebruikt conform het Voorschrift Toetsen op Veiligheid VTV (RWS 2004). In dit geval worden er diverse partiële veiligheidsfactoren in rekening gebracht. De partiële veiligheidsfactoren moeten ervoor zorgen dat er voldoende marge aanwezig is tussen de sterkte en de belasting, zodat bij een eventuele onverwachte afwijking van de parameter toch veilig wordt getoetst. 59

64 tanφ γ m, φ ( gρ gρ ) grond γ m, ρ gρ γ grond m, ρ water sinα c cosα + γ d m, c γ n γ d (5.2.1) De partiële veiligheidsfactoren (γ s) worden gegeven in het Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies (γ m,φ =1.1; γ m,c =1.25; γ m,ρ =1.0; γ n =1.1; γ d =1.1). Hierbij wordt opgemerkt dat de partiële veiligheidsfactoren voor c en φ afhankelijk zijn van de manier waarop deze zijn bepaald. De hier gegeven waarden kunnen worden toegepast bij triaxiaalproeven bij een rek van 2% of bij celproeven. Voor de wortelcohesie en de wrijvingseigenschappen van gestructureerde klei staan in de technische rapporten en leidraden nog geen methodes beschreven, er is nog geen veiligheidsfilosofie en dus ook geen partiële veiligheidsfactoren. Vooralsnog is de berekening uitgevoerd met bovenstaande factoren. De teller van het linker lid van de formule is de schuifsterkte van de grond en de noemer is de belasting. De stabiliteit van de grondlaag, ofwel de sterkte gedeeld door de belasting, moet groter zijn dan de schadefactor γ n keer de modelfactor γ d (γ n *γ d =1.1*1.1=1.21). De berekeningsresultaten staan in Figuur Stabilieit (-) wortelzone 0-0,2 m sterk gestructureerde zone 0,2-1,2 m vaste zone >1,2 m γ n *γ d = dikte afschuivende laag (m) Figuur Edelman Joustra volgens Voorschrift Toetsing op Veiligheid Uit de berekening blijkt dat de kritische laagdikte bijna 3 meter is. Volgens TAW 1994 moet tijdens een storm worden uitgegaan van een infiltratiediepte in de orde van 1 meter, zodat in dit geval geen afschuiven wordt voorspeld. Hierbij geldt de kanttekening dat er partiële veiligheidsfactoren zijn toegepast die niet horen bij de methode waarop de parameters zijn bepaald Martin Young Het model van Martin Young (2005) is gelijk aan het model van Edelman Joustra met de toevoeging van een term voor de wortelcohesie en een term voor de schuifkracht die het water op de grasmat uitoefent. 60

65 Op de ComCoast proeflocatie is door Alterra de beworteling bepaald. Er zijn vier grondmonsters inclusief wortels gestoken met een diameter van 3 cm (Opp. = 7,07x10-4 m 2 ) tot een diepte van 0,2 m onder het oppervlak. Voor elke 2,5 cm is het aantal wortels geteld. De spreiding in het aantal wortels tussen de vier monsters is gering. Een beoordeling van de doorworteling volgens het VTV leidt tot de score goed voor de bovenste 2,5-5 cm en de score matig voor 0-20 cm. Uit de worteltelling blijkt dat het aantal wortels snel afneemt met de diepte. De bovenste 5 cm bevat enkele tientallen wortels per 7 cm 2, terwijl tussen 17,5 20 cm nog slechts enkele (3) wortels worden aangetroffen. De gemiddelde treksterkte van de wortels wordt geschat op 20,5 MPa met een standaardafwijking van 14 MPa (zie hoofdstuk 3). Deze waarde is niet gemeten, maar is een schatting op basis van onderzoek naar andersoortige grassen. Voor de gemiddelde diameter van de wortels wordt 0,13 mm aangehouden. Deze waarde is gebaseerd op onderzoek van Alterra naar grassen op diverse dijken. Voor de hoek van schuifvervorming θ is het midden aangehouden van in de literatuur gevonden waarden (45 70 graden). Voor de residuele hoek van inwendige wrijving φ r, is 30 o aangehouden. Invulling van de bovenstaande parameters voor de ComCoastlokatie levert de volgende wortelcohesie afhankelijk van de diepte. Tabel Wortelcohesie Diepte aantal wortels Ar/A (-) Tr (MPa) θ ( o ) φ r c r ( o ) (kpa) 0,05 m % ,10 m % ,15 m % ,20 m % Dieper dan 0,2 m neemt het aantal wortels en daarmee de wortelcohesie verder af, maar neemt de dichtheid van de grond toe. De aggregaten passen steeds beter in elkaar, waardoor de schuifsterkte toeneemt (zie paragraaf 5.2.3). Voor de diepere grondlagen zijn de c en φ waarden aangehouden conform paragraaf De schuifspanning van het overslaande water op de grasmat wordt bepaald door de Chezy coëfficiënt en de stroomsnelheid van het overslaande water. De Chezy coëfficiënt voor een met gras begroeid talud is gelijk aan 30 (m 0,5 /s). De schuifspanning voor de verschillende overslagvolumes staat in de Tabel Tabel Schuifspanning overslaande water Overslagvolume (l/m) Stroomsnelheid (m/s) Schuifspanning overslaande water (kpa)

66 Gebruikmakend van de gemiddelde waarden van sterkte en de schuifspanning ten gevolge van het overslaande water, is de stabiliteit berekend afhankelijk van de diepte en afhankelijk van het overslagvolume, zie Figuur stabiliteit (-) l/m 1500 l/m 700 l/m dikte afschuivende laag (m) Figuur Martin Young stabiliteit bij overslagvolume van l/m Uit de berekeningen blijkt dat de onderzijde van de graszode, waar het aantal wortels drastisch afneemt, een zwakke plek is. Daarnaast is te zien dat het effect van de schuifspanning van het water op de stabiliteit op deze diepte niet verwaarloosbaar is. Volgens het model van Martin Young wordt geen afschuiven van de graszode verwacht, ook niet bij de grootste overslagvolumes Infiltratie met PlaxFlow De dijkopbouw is ontleend aan Heikes (2006) en Waardenberg (2007). Er zijn drie sonderingen uitgevoerd in de kruin, het talud en de binnenteen van de dijk. De dijk is een kleidijk op een zandlaag van enkele meters dik op een slappe lagen pakket met onbekende dikte. Voor de modellering van de waterspanningen onder het talud is de grondslag tot en met de zandlaag geschematiseerd. Omdat de zandlaag relatief doorlatend is, wordt niet verwacht dat infiltratie van water in het talud nog wordt beïnvloed door grondlagen onder deze zandlaag. Figuur Schematisatie geometrie dijkopbouw 62

67 De initiële waterspanningen zijn gebaseerd op een peil van NAP +0,5 m binnendijks en een peil van NAP +0 m buitendijks (Waddenzee). Het binnendijkse peil is net iets hoger dan de binnendijkse greppelbodem en is gelijk aan het Eemskanaalpeil, dat hier binnendijks ligt. De PlaxFlow berekeningen zijn gericht op het modelleren van de verzadiging van de macroporiën. Op basis van Heikes (2006) en op basis van Torvane proeven op verzadigde kleimonsters (zie paragraaf 5.2.3) kan worden geconcludeerd dat de aggregaten binnen de duur van de overslagproeven niet zullen verweken. De onverzadigde en verzadigde parameters zijn niet in het laboratorium gemeten (Paragraaf 4.3.3). Er is gebruik gemaakt van de mogelijkheid die PlaxFlow biedt om bestaande standaard sets Van Genuchten parameters te gebruiken. Met de materiaalsets is zodanig gevarieerd dat de infiltratieproeven (Heikes 2006) konden worden nagerekend (Tabel 5.2.4). Tabel PlaxFlow parameters Naam Zand kkrn Overgangslaag Onder- Midden- Bovenlaag laag laag Data set standard Staring Staring Staring Staring Staring Model - Van Van Van Van Van Genuchten Genuchten Genuchten Genuchten Genuchten Grondsoort coarse clay B10 sand (B1) Sand (B1) Sand (B1) Sand (B1) k xx (m/s) 1x10-4 8,1x10-8 1,2x10-4 1,2x10-4 1,2x10-4 0,6x10-3 k yy (m/s) 1x10-4 8,1x10-8 1,2x10-4 1,2x10-4 1,2x10-4 0,6x10-3 e (-) c sat (1/m) x10-4 1x10-4 1x10-4 1x10-4 1x10-4 ψ unsat (m) 1x10 4 1x10 4 1x10 4 1x10 4 1x Organisch niet niet niet niet niet niet <2 mm (%) <63 mm (%) <2 mm (%) Het volume van de macroporiën (gekarakteriseerd door de void ratio e) is gebaseerd op de standaard aanname over de afname van het macroporiënvolume met de diepte, zoals weergegeven in bijlage 4. Er is een discrete schematisatie van de grondlagen gemaakt. Het wateraanbod op het talud is berekend met behulp van de gegevens uit hoofdstuk 2. Voor de verschillende overslagvolumes wordt een range gegeven van de stroomtijd op de kruin. Er is vanuit gegaan dat deze tijd vergelijkbaar is met de stroomtijd op het talud. Omdat zelfs de aanwezigheid van enkele mm water op het talud zorgt voor infiltratie en omdat water zal blijven staan in kuiltjes en achter graspollen en dergelijke is het waarschijnlijk dat de tijd met wateraanbod langer is. Omdat onbekend is hoeveel langer, is hier geen rekening mee gehouden, maar is wel uitgegaan van de maxima van de in hoofdstuk 2 gegeven ranges in stroomtijd. De op deze manier berekende stroomtijden staan in Tabel

68 Tabel Stroomtijden Overslagvolume Stroomtijd Golfprogramma (totaal in 6 uur) (l/m) (s) 0,1 l/m/s 1 l/m/s 10 l/m/s 30 l/m/s sec 5 min 40 min 1h 6 min De infiltratieberekeningen zijn uitgevoerd onder de aanname van een constante aanvoer van water op het talud. In werkelijkheid zal het talud tussen overslaggebeurtenissen door droog komen te staan, maar dit is met PlaxFlow niet op een praktische manier te modelleren. De berekende infiltratie is daarom een hoge schatting. Figuur laat de berekende infiltratie (verzadiging) zien na de in Tabel gegeven stroomtijden. De overslagprogramma s zullen 6 uur in beslag nemen (met uitzondering van 0,1 l/m/s), waarna het water gedurende de nacht verder in de dijk kan infiltreren, zonder dat er aanbod van water op het talud is. Het uitzakken van het water gedurende de avond/nacht is meegenomen in de berekening. In de figuren is de verzadiging gegeven. Belangrijk voor de stabiliteit is de positie van de blauwe lijn die het gebied aangeeft waarin de verzadiging 100% is. Figuur 5.2.8a Verzadiging initiële situatie (begin dag 1) Figuur 5.2.8b Verzadiging na overslagsimulatie 0,1 l/m/s (eind dag 1) 64

69 Figuur 5.2.8c Verzadiging begin overslagsimulatie 1 l/m/s (begin dag 2) Figuur 5.2.8d Verzadiging eind overslagsimulatie 1 l/m/s (eind dag 2) Figuur 5.2.8e Verzadiging begin overslagsimulatie 10 l/m/s (begin dag 3) Figuur 5.2.8f Verzadiging eind overslagsimulatie 10 l/m/s (eind dag 3) Figuur 5.2.8g Verzadiging begin overslagsimulatie 30 l/m/s (begin dag 4) 65

70 Figuur 5.2.8h Verzadiging eind overslagsimulatie 30 l/m/s (eind dag 4) Na de overslagsimulatie van 10 l/m/s op dag 3 is er bij het begin van de simulatie op dag 4 nog restant van freatisch water over in de teen van de dijk. Uit de berekeningen blijkt dat het verzadigen van het talud van onder naar boven verloopt. Onderaan het talud ontwikkelt de dikte van de verzadigde laag zich sneller dan bovenaan het talud. Tijdens de eerste simulatiedag (0,1 l/m/s), wordt een infiltratie verwacht van enkele centimeters. Aan het einde van de tweede simulatiedag (1 l/m/s), wordt bovenaan het talud een infiltratie verwacht van enkele centimeters. Onderaan het talud wordt een infiltratie verwacht van 0,3 m. Aan het einde van de derde simulatiedag (10 l/m/s), wordt bovenaan het talud een infiltratie verwacht van 0,9 m en onderaan het talud van 1,4 m. Aan het begin van de vierde dag is er nog een gebied aanwezig in de teen van de dijk, op een diepte tussen 0,9 m en 1,2 m, waar de verzadiging 100% is. Na de simulatie (30 l/m/s) is de infiltratie bovenaan het talud 1,2 m en onderaan het talud 1,4 m Plaxis De koppeling tussen Plaxis en PlaxFlow is nog niet in orde, waardoor de stabiliteit tijdens verschillende fasen van infiltratie niet is bepaald. Er is een berekening gemaakt waarbij het talud volledig is verzadigd en waarbij gebruik is gemaakt van de wrijvingseigenschappen zoals vermeld in paragraaf De gemodelleerde waterspanningssituatie (volledige verzadiging van de dijk) is ongunstig ten opzichte van de waterspanningssituaties die zijn berekend met PlaxFlow. Ook bij een volledig verzadigd talud blijkt de ComCoastdijk stabiel. De c en φ reductie met PLAXIS laat zien dat het kritische glijvlak cirkelvormig is (Figuur 5.2.9). De stabiliteitfactor bedraagt 1,55. Dit is aanzienlijk hoger dan de berekende stabiliteit met het model van Edelman en Joustra. Het verschil is te wijten aan de aanname van een oneindig talud bij het Edelman en Joustra model en de teenstabiliteit die door PLAXIS wel wordt meegenomen. 66

71 Figuur Incrementele vervormingen tijdens de laatste stap van de c/φ reductie 67

72 6 Aansluiting SBW bij ComCoast proef Delfzijl 6.1 Meten van snelheden en laagdiktes tijdens de proef In het ComCoast programma, wat vooral een demonstratie en kijkproef is, wordt alleen op de kruin de (maximale) watersnelheid gemeten en wordt visueel de maximale laagdikte bepaald. Het is zinvol de hydraulische belasting meer in detail te meten. Tijdens de kalibratie van de golfoverslagsimulator is komen vast te staan dat: een ems met 4 Hz te traag bemonsterd, maar wel redelijk goed meet een akoestische snelheidsmeter niet werkt Bij WL is navraag gedaan naar betere meetinstrumenten. Het is mogelijk een ems op te waarderen naar 20 Hz, zodat het gemakkelijker wordt ongewenste pieken en zwevingen middels filteren te weg te halen en daarmee een signaal ook met standaard (WL)-software te bewerken. Er zijn twee ems-en beschikbaar die in snel stromend water (aanzienlijke krachten) gebruikt kunnen worden. Dus naast de kruin, zou ook op het binnentalud kunnen worden gemeten. Daarnaast zijn er twee opties om de laagdikte te meten. De eerste is een golfhoogtemeter. Vermoed wordt dat het aankomend water bij de golfhoogtemeter omhoog gaat en een te hoge laagdikte zal geven. Zeker is dit echter niet. De tweede manier is een draadgolfhoogtemeter. Deze heeft dunne draden en geeft geen oploop van water. Een dergelijke meter wordt ook in de Deltagoot gebruikt. Zowel de snelheidsmeter als de beide golfhoogtemeters zouden proefondervindelijk getest moeten worden. Dit zou kunnen op het moment dat de echte golfsimulator wordt getest (begin december). WL zou daarbij aanwezig kunnen zijn en gedurende een paar uur kunnen meten. Uit de meetsignalen zal dan blijken (in combinatie met visuele waarnemingen) welke instrumenten kunnen worden ingezet en hoe en of een automatische verwerking mogelijk is. WL maakt offerte voor dit eerste gedeelte. Het uitvoeren van metingen met meer instrumenten dan voorzien in ComCoast zou onderdeel kunnen zijn van het SBW project. Gedacht wordt aan het meten van laagdikte en snelheid op de kruin en op een plaats op het binnentalud. De metingen zouden met standaardsoftware door WL uitgewerkt kunnen worden. 6.2 Snelheid van overslaand water Bij de kalibratie van de golfoverslagsimulator is komen vast te staan dat er formules zijn voor de maximale snelheden per overslaand volume, maar dat er voor de laagdikte nog onzekerheden zijn. Verder is het precieze verloop (driehoekig of cosinusvormig) niet beken, maar het belangrijkste is dat de overstroomtijd niet bekend is. In feite is dit een parameter die wel bekend moet zijn om de golfoverslagsimulator goed te laten werken. Een student van de TUD, Gijs Bosman, is bereid hier een afstudeeronderwerp van de maken. Hij kan in januari 2007 beginnen. Er is contact gelegd met WL (Van Gent) en de BAW- Hamburg (Schüttrumpf) en beide zijn bereid medewerking te verlenen. Schüttrumpf stelt zijn proeven en uitwerkingsprogrammatuur (om niet) ter beschikking en wil ook meewerken. WL stelt voor één goede proef uit te werken en deze voor verdere analyse aan de student te 68

73 geven. De kosten hiervoor worden geschat op Overigens zullen door de student bij (langduriger) bezoek aan Hamburg ook kosten worden gemaakt. 6.3 Infiltratieproef Ook als verwacht wordt dat een afschuifproef niet zinnig is, is het wel gewenst een beter inzicht te krijgen in de infiltratiesnelheid van water tijdens golfoverslag (en mogelijk ook bij overlopen). Deze infiltratiesnelheid is namelijk een belangrijke input voor PlaxFlow berekeningen. Zo n proef zou in combinatie met de ComCoast proeven kunnen worden gedaan. Daar is immers alle materiaal en de hele logistiek voor handen. Het specifieke doel is infiltratie meten bij golfoverslag en bij een constant overloopdebiet. Het gaat niet om het initiëren van afschuiven. Daarom is ook geen brede testsectie nodig en kan worden volstaan met bijvoorbeeld de breedte die bij ComCoast wordt aangehouden: 4 m. Vanuit ComCoast is het niet wenselijk om het grasoppervlak bij de ComCoastproef te verstoren met het inbrengen van waterspanningsmeters. Het zou mogelijk wel kunnen, maar er bestaat een kans dat deze locaties aanleiding geven tot schade of vervolgschade die niet gewenst is. Verder is het best mogelijk dat andere hydraulische condities bij de infiltratieproef zijn gewenst (andere golfcondities, andere golfoverslagdebieten) en dat daardoor een proef niet kan samenvallen met de feitelijke ComCoast proef. Een alternatief is aanvullend aan de ComCoast proef een eigen proef in te richten, waarbij het grote voordeel ontstaat dat de proefomstandigheden naar eigen believen kunnen worden bepaald. De proef zou kunnen plaats vinden op twee 4 m brede secties van de dijk. Bij één sectie wordt gedurende zekere tijd (8 uur, 24 uur?) met een constant debiet gestroomd, bijvoorbeeld met 1 l/s per m. Eventueel kan ook gedurende zekere tijd met een groter of kleiner debiet worden gestroomd. In de andere sectie vindt dan een golfoverslagproef plaats met dezelfde gemiddelde debieten. Met zo n proef wordt duidelijk: a) hoe snel water op deze dijk infiltreert b) wat het verschil in infiltratie is bij overstromen en golfoverslag In feite kan deze proef ook in een ander kader worden uitgevoerd (IJkdijk of Boonweg), maar voor berekeningen met PlaxFlow is het goed zo snel mogelijk meer duidelijkheid te krijgen over infiltratiesnelheden. 6.4 Erosieproef op kale klei In de grote goot van Hannover zijn overslagproeven uitgevoerd op vers aangebrachte klei (Möller et al. 2002). Bij deze proeven ontstond al snel schade, waarschijnlijk niet te vergelijken met een al lang bestaand binnentalud van klei met gras. De totale combinatie van gras met wortels en onderliggende kleilaag wordt in ComCoast en mogelijk ook daarna beproefd. Het is voor de ontwikkeling van het faalmechanisme Erosie binnentalud van belang om afzonderlijk vast te stellen wat de een graszode voor bescherming geeft en wat een (kale) kleilaag. Het is daarom zeer aan te bevelen een sectie van 4 m breed te onderzoeken waar de grasbekleding van is verwijderd. Het verwijderen van de grasmat kan op eenzelfde manier gebeuren als bij het aanbrengen van de versterkte oplossing in mei Een 1 m breed snijmes achter een 69

74 tractor kan een laag van 6-7 cm afsnijden. In dit geval hoeft dat niet voorzichtig te gebeuren, zoals bij ComCoast, want het gras hoeft niet weer te worden teruggelegd. Ook is het mogelijk met een kraan het gras eraf te schrapen. Als een dergelijke proef bij ComCoast (maar in opdracht van SBW) wordt uitgevoerd, dan kan in een droge week van maart het gras worden gesneden en weggehaald. De proef zelf is niet afhankelijk van tijd (het gras begint niet weer te groeien!) en kan na de ComCoast proeven plaatsvinden. Ook de duur van de proef zal waarschijnlijk korter zijn dan een proef op een grastalud. Een onbeschermde kleilaag zal eerder eroderen, bij lagere golfoverslagdebieten. Het heeft voordeel deze proef al bij de ComCoast proeven uit te voeren, omdat dan eerder duidelijk is wat het verschil is tussen de kleilaag en de grasbedekking. Maar het is niet noodzakelijk, de proef kan ook op een ander tijdstip en bij een andere dijk worden uitgevoerd. Alleen de IJkdijk is minder geschikt, omdat dan pas over 4 jaar een proef kan worden gedaan (anders is de klei nog te vers aangebracht). Voor de modelvorming is het veel beter deze proef eerder uit te voeren. 70

75 7 Monitoring 7.1 Oppervlakkig afschuiven Algemeen Er wordt op de ComCoast proeflocatie geen poging gedaan om een afschuiving te veroorzaken door overslag. Hiervoor zou de teststrook een minimale breedte van circa 30 m moeten hebben. De grond lijkt zeer goede wrijvingseigenschappen te hebben en het talud is relatief flauw (1:2,8) ), waardoor afschuiven onwaarschijnlijk is. De teststroken van 4 m die in maart 2007 worden getest zijn te smal voor een eventuele afschuiving. Ten aanzien van het mechanisme afschuiven kan wel een waardevolle proef worden uitgevoerd naar de infiltratie van water in het talud. Naast de sterkte van de grond is dit de belangrijkste witte vlek ten aanzien van de formulering van de geavanceerde toetsing van dit mechanisme. Zaken zoals de snelheid van het infiltratiefront in het talud en het maximale infiltratiedebiet kunnen worden gemeten en daarmee kunnen PlaxFlow-berekeningen worden gevalideerd. Het meetplan richt zich daarom op infiltratiemetingen uit te voeren tijdens de eigenlijke overslagproef die zondermeer nuttig zijn om het inzicht in het afschuifmechanisme te vergroten Infiltratie- en waterspanningsmetingen Infiltratiemetingen De belasting bestaat uit het water dat over de dijk loopt en infiltreert in de bekledingslaag. Voor de stabiliteit van de bekledingslaag is het belangrijk hoeveel van het water infiltreert en hoeveel water er langs het maaiveld afvloeit. Dit bepaalt de snelheid waarmee de dikte van de verzadigde laag toeneemt. Verder is het zeer waardevol om te zien bij welk overslagdebiet er geen extra infiltratie meer optreedt. Met dit gegeven kan bijvoorbeeld de totale tijdsduur van infiltratie worden bepaald indien de overslag zeer periodiek van aard is. Een infiltratiesnelheid in de orde van 1x10-4 à 0,5x10-3 m/s, zoals gemeten op de ComCoast proeflocatie, over een taludlengte van 16,3 m betekent een maximale infiltratie van 1,5 à 8 l/s per strekkende meter dijk. Voor het bepalen van de hoeveelheid infiltratie moet het debiet dat over de kruin stroomt (b.v. debietmeting op de aanvoerleiding) en het debiet onderaan het talud worden gemeten. Voor geringe overslagdebieten kan dit worden uitgevoerd door bijvoorbeeld onderaan het talud een greppel te graven met daarin een goot die het niet geïnfiltreerde water opvangt. Het debiet dat via de goot wordt geloosd moet worden gemeten. Indien het om heel kleine debieten gaat, dan kan het laten afstromen van water uit de goot tijdelijk worden gestopt en kan de waterniveaustijging in de goot worden gemeten om zo het debiet te berekenen. Een minder nauwkeurige methode om de maximale infiltratie te meten is om het overloopdebiet langzaam op te voeren en visueel vast te stellen of er nog water onderaan het talud komt. Waterspanningsmetingen De ontwikkeling van de waterspanningen in de toplaag is zeer belangrijk voor de stabiliteit. Hoe dikker de laag wordt waar het materiaal is verzadigd, hoe ongunstiger dit is voor de 71

76 stabiliteit. Het meten van de waterspanningen, ook in de onverzadigde zone, kan worden uitgevoerd met tensiometers die zeer zorgvuldig in het talud moeten worden ingebouwd. Om een idee te krijgen van de indringing van het infiltratiefront moet de waterspanning op verschillende dieptes onder het maaiveld worden gemeten. Omdat op de proeflocatie van de ComCoastproef een relatief diep glijvlak wordt verwacht, moet om een goed beeld te krijgen van de infiltratie op drie dieptes worden gemeten, bijvoorbeeld op 0,4 0,8 en 1,2 m onder het maaiveld. Door de heterogeniteit van de bekledingslaag, en door verschil in het infiltratieaanbod bovenen onderaan het talud, wordt variatie verwacht in de snelheid van het infiltratiefront. Een verschil in infiltratiesnelheid heeft invloed op de stabiliteit van de bekledingslaag als geheel. Om hierin inzicht te krijgen kan op twee hoogtes op het talud worden gemeten 72

77 8 Aanbevelingen Na het uitvoeren van de overslagproeven in maart 2007 wordt aanbevolen de proefresultaten nauwkeurig te analyseren en de proefresultaten met de predicties te vergelijken. Dit geldt zowel voor de metingen van overslaande golven (snelheid en laagdikte) als het resultaat van al het water dat over de proefsectie is getroomd. Voor de predictie van de sterkte van binnentaluds zijn de faalmechanismen erosie en afschuiven toplaag beschouwd. Wat betreft erosie toplaag is verondersteld dat het EPM van toepassing is, dat wil zeggen er zijn kale plekken in de grasbekleding. Deze methode resulteert uiteindelijk in een eenvoudige erosion rate achtige formule waarin voor een gegeven grasmat de optredende stroomsnelheid en de kritische stroomsnelheid de erosie bepalen. Voor de kritische stroomsnelheid kan gebruik worden gemaakt van geschatte waarden, maar ook van de formule van Mirtskhoulava. Deze formule van Mirtskhoulava lijkt te kunnen worden afgeleid van de Edelman-Joustra benadering voor de kritische schuifspanning bij de stabiliteit tegen afschuiven en die uitgaat van evenwicht van een verzadigde grondlaag. Hiermee zou een relatie bestaan tussen het evenwicht van deeltjes/aggregaten (formule van Mirtskhoulava) en evenwicht van een laag (formule Edelma-Joustra). Aanbevolen wordt dit mogelijke verband nader te onderzoeken. De erosie van het binnentalud door overslaande golven vertoont gelijkenis met terug schrijdende erosie (headcut erosion) van binnentaluds door overstromend water. Er ontstaat een klif die vergelijkbaar is met het initieel aanwezig veronderstelde gat bij de EPM methode. Erosie van binnentaluds volgens terug schrijdende erosie is gemodelleerd door het Stillwater Laboratories van USDA. Hoewel dus niet voor overslaand water ontwikkeld, verdient het aanbeveling de bruikbaarheid van dit SSEA model te onderzoeken. Bij de predictie worden de twee faalmechanismen afzonderlijk beschouwd. Het is echter niet uitgesloten dat afschuiven van hoger op het talud gelegen grond optreedt, als reactie op het ontstaan van een kuil. De hoger gelegen grond verliest immers haar ondersteuning. Aanbevolen wordt dit gecombineerde mechanisme te onderzoeken. De proeven op de ComCoast locatie zijn te smal voor afschuivingen met een diepte van meer dan circa 0,2 m. Aanbevolen wordt om bij een volgende proef, waar afschuiving kan worden verwacht, een breder proefvak te maken van circa 30 m breedte, waar dsn een goede afschuifproef kan worden uitgevoerd. De hydraulische belasting hiervoor kan bestaan uit een regelmatig overslagdebiet, maar het is dan noodzakelijk om een vertaling te kunnen maken tussen de infiltratie als gevolg van golven, zoals uit de overslagsimulator, en als gevolg van een regelmatig debiet. Aanbevolen wordt om hiernaar onderzoek uit te voeren. Tijdens het uitvoeren van de predictie bleek dat het bepalen van de sterkte van gestructureerde klei zeer moeilijk is. De Torvaneproeven en de triaxiaalproeven op kleine monsters geven waarschijnlijk een bovengrens van de sterkte, omdat de aggregaten zelf worden beproefd en niet de bulk van aggregaten. Aanbevolen wordt om sterkteproeven uit te voeren op voldoende grote grondmonsters. 73

78 Referenties Bos, W. van den, 2006: Erosiebestendigheid van grasbekleding tijdens golfoverslag. Afstudeeronderzoek TU Delft. Briaud, J.L., 2006: Keynote lecture 3rd Internal Conference on Scour and Erosion, Amsterdam. Cai, Ming, Horii, Hideyuki, A constitutive model of highly jointed rock masses, Mechanics of Materials 13 (1992) p Dekker, P.J., Implementatie Golfoverslagbak in WAVES. Rapport Xi advies, 4 augustus, Galema, A., R. de Jong, K.W. Pruis and A. Wisse, Golfoverslagsimulator. Golfoverslag en sterkte binnentaluds bij dijken. (Wave overtopping simulator. Wave overtopping and strength of inner slope of dikes). BSc-report Noordelijke Hogeschool Leeuwarden. Heikes, J.B. en Zwang, L.W.A., Grondonderzoek locatie overslagproef zeedijk Delfzijl. Opdrachtnr Fugro Ingenieursburea bv Hewlett, H.W.M, L.A. Boorman and M.E. Bramley, Design of reinforced grass waterways. CIRIA Report 116, London Hoven, A. Van, Toetsing Diefdijklinie, stabiliteit, piping en hoogte. GeoDelft, rapport CO Jong, R.J. de, 1970: Stroombestendigheid van een grasmat op de dijk van Oostelijk. Flevoland. WL verslag R603, Delft Knoeff, J.G. en H.J.Verheij, Indicatie van reststerkte na overloop/overslag. Delft Cluster, rapport DC Meijer, D.G. en H.J. Verheij, Grasdijken. WL, verslag Q1878, Delft Möller J.; R. Weißmann, H. Schüttrummpf, J. Grüne, H. Oumeraci, W. Richwien and M. Kudela, 2002: Interaction of wave overtopping and clay properties for seadikes. ASCE, Proc.ICCE, Volume 2, Cardiff, U.K., pp PlaxFlow, (2003). PLAXIS PlaxFlow version 1 manual. Katern scientific manual Pleijter, M., Van den Akker, J.J.H., Bodemkarakteristieken van verdroogde veenkaden, 05/ALT440/AKR/ VKL, Alterra Wageningen 2005 RAW 2005, Standaard RAW Bepalingen 2005, Hoofdstuk 22 Grondwerken RWS, 2004, De veiligeheid van de primaire waterkeringen in Nederland, Voorschrift Toetsen op Veiligheid voor de tweede toetsronde Schüttrumpf, H. and M.R.A. van Gent, Wave overtopping at seadikes. ASCE, Proc. Coastal Structures 2003, Portland, USA, pp Schüttrumpf, H., J. Möller and H. Oumeraci, Overtopping flow parameters on the inner slope of seadikes. ASCE. Proc. ICCE 2002, Cardiff, UK. Smith, G.M.,1994. Grasdijken (in Dutch Grass dikes). Delft Hydraulics report H1565, Delft Sprangers, J. T. C. M, Vegetation dynamics and erosion resistance of sea dyke grassland, Ph.D. Thesis, Wageningen Agricultural University TAW, 1994, Handreiking Constructief ontwerp, tweede concept, Onderzoek en berekening naar het constructief ontwerp van de dijkversterkingen TAW, Technisch Rapport Klei voor Dijken TAW, 1998: Technisch rapport erosiebestendigheid van grasland als dijkbekleding. TAW. TAW, Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies, Geotechnische aspecten van dijken, dammen en boezemkaden Van der Meer, J.W., J. Lindenberg en H.J. Verhey, Golfoverslag en sterkte binnentaluds van dijken. Plan van Aanpak SBW. Infram rapport 05i028, versie 1.3,

79 Van Gent, M.R.A., Wave overtopping events at dikes. ASCE. Proc. ICCE 2002, Cardiff, UK. Vavrina, L., 2006: Erosion processes on Dike Slopes (draft). TU Delft and Univ.of Duisburg Verheij, H.J. et al, Onderzoek naar de sterkte van graszoden van rivierdijken. WL verslag Q1878, Delft. Waardenberg, E., 2007: SBW-Golfoverslagproeven Groningen en Friesland, Geotechnisch onderzoek. GeoDelft rapport CO , januari 2007, Delft. Young, M.J., Wave Overtoppin and Grass Cover Layer Failure on the Inner Slope of Dikes. MSc Thesis WSE-CEPD-05.03, UNESCO-IHE. 75

80 Bijlage 1. Overflow tests on dike embankments Overflow tests from CIRIA 116 Dutch safety assessment rules for inner sides of dikes or embankments subject to wave overtopping, are based on CIRIA report 116 (Hewlett et al., 1987). Young (2005) went back to the original tests performed in the sixties in Australia and compared original results with the present curves drawn in CIRIA 116. He comes after a re-interpretation of the data to the following statements: Young (2005): The data then confirms the summary statement by CIRIA that grass cover layers can withstand flow velocities up to 2 m/s for prolonged period. In CIRIA TN 71 further statements are made that a well chosen grass cover can withstand velocities: Between 3 and 4 m/s for several hours Up to 5 m/s for brief periods (say less than 2 hours) The guidance appears to be based on very limited data, and is derived from tests carried out during summer when the grass is growing. Lower permissible velocities may need to be selected for flooding during the winter period whilst grasses are dormant. On balance, the CIRIA flow duration curves may be appropriate for longer duration overflow loading. However for more intense wave overtopping events the exponential function fitted to the very limited data set may give a poor representation of the erosion resistance of grass cover on steep slopes. All tests, both the tests in the sixties in Australia and the tests in 1986 reported in CIRIA 116, consider fairly narrow flumes with high constant discharges. Actually, the discharge was not the important parameter, but the flow velocity on the slope. This is a constant velocity with a duration of hours. But wave overtopping is given in mean discharges and volumes per wave overtopping. Therefore, it is interesting to look also at discharges during the overflow tests. The first Austrian tests, described in the WRL Report 93 by Cornish, Yong and Stone, 1967, had velocities of 2-18 ft/s, ie m/s. With given flume width and a discharge of 15 ft 3 /s discharge for the 18 ft/s velocity, this comes to a discharge of 425 l/s per m width. In a second stage, described in the WRL Report 95 by Yong and Stone, 1967, nine spillway channels were tested. Young (2005) describes that these tests were performed with discharges of l/s per m with velocities of m/s. In all cases the grass cover layer was very young, at least younger than a year and in some cases even only 7 weeks. Testing was done in summer when the grass was growing. These are situations quite different from dikes in winter. The main objective of CIRIA 116 was to look at reinforced grass, but one test was performed on plane grass. Tested velocities were 2.8 m/s and 3.7 m/s giving discharges of 69 l/s per m and 188 l/s per m. The grass cover was one and a half year old (October 1984 to June 1986). Also here the grass was quite young and was tested in summer. The conclusions of the tests on plain grass were described as follows: 76

81 Damage to this channel occurred at a steady rate throughout the first test run of 2.8 m/s. After 5 1 / 4 hours of testing, individual grass plants had begun to be stripped out, surface roots were exposed and a number of scour holes had been formed. Failure occurred during the second test after the cannel had been subjected to a velocity of 3.7 m/s for 25 minutes. In one location the soil/root mat was lifted from the underlying subsoil and in another one of the scour holes developed into a gulley 150 mm deep by 150 mm wide. When tested subsequently at 4.0 m/s this gulley continued to cut downwards at a rate of 100 mm over a 15 minute period. Inspection showed that after the tests relatively few grass roots had penetrated the subsoil. Overflow tests Dutch experience Tests on overtopping resistance of the inner side of a dike have always been performed by overflow, not by wave overtopping. Also in the Netherlands various tests have been performed in the past. Although these tests do not consider wave overtopping, the tests on overflow may give insight in possible failure mechanisms, which could also occur for wave overtopping. Delft Hydraulics report R603, 1970, describes overflow tests on the inner side of a dike in east Flevoland. The objective was to test the erosion resistance of the grass cover. The inner slope was 1:3. A flume was made which was in first instance 0.75 m wide and later 0.48 m wide. A constant discharge was pumped over the inner slope. Due to the small width of the test section a slip failure could not be generated and therefore the tests give only insight in the erosion resistance of the grass cover. The first test was performed with 100 l/s per m to 300 l/s per m. Nothing happened. Even a created hole of 20x20x3 cm (grass cover removed) did hardly increase. Flow velocities in a second test varied from 450 l/s per m to 770 l/s per m. Layer thicknesses varied between cm and the velocity was estimated at 6 m/s. After 4 hours a piece of grass cover was removed and rolled down. The conclusion of the investigation was that this grass cover with a good root system was able to withstand a constant flow velocity of 6 m/s for quite some hours. GeoDelft, 1995, performed an overflow test at an old dike at Wissenkerke. The embankment had a very steep inner slope of 1:1.5. The objective was to study slip failure by infiltration of water. The width of the tested area was 15 m. Within two hours of a flow of 1 l/s per m well heads were noticed at the lower end of the inner slope. The test stopped after 3 hours without having noticeable damage. The slope was dry when the test started. Before the second test started the slope was kept wet until it was saturated. After 2.5 hours of a flow of 1.5 l/s per m a shallow slip failure occurred at a depth of about 1 m over part of the width. The remaining part did not slide, even not after 5.5 hours longer testing. The third test was instrumented. Results with a flow between l/s per m gave similar results as after the first test. There were no slip failures, however, in the middle of the test section a small gulley was created. Later analysis of the recorded instruments showed small local slip failures had occurred. The most recent test on overflow was performed on a dike at the IJssel lake just north of Lelystad (GeoDelft, 2002). The inner side of the dike consisted of a 1:3 slope, a wide berm and again a 1:3 slope. The test section had a width of 30 m and the objective was to look at possible slip failures. For this reason a flow of 1 l/s per m was generated and the test lasted 14 hours. After 2 hours the water, which infiltrated partly in the inner slope, reached the ditch at the end of the slope. After 6.5 hours 6 well heads were noticed in this ditch. There was no 77

82 damage on the slope. When the flow was decreased to 0.2 l/s per m all water infiltrated in the slope and no flow on the slope was visible. Discussion Actually two kinds of tests have been performed, based on two different failure mechanisms. The first kind of tests concentrates on real overflow of an embankment. The flow velocity is considered as important, is constant and lasts for hours. Discharges are often very high compared to mean discharges of overtopping, for instance l/s per m for overflow compared to l/s per m for wave overtopping. During these tests the strength of the (grass) cover layer was investigated. Failure occurred by developing scour holes, gulleys or uplifting of the cover layer. Due to the narrow widths of the flumes a geotechnical failure mechanism, like a deep slip failure, could not occur. The second kind of tests is based on the failure mechanism of a deep or shallow slip failure initiated by filtration of water into the embankment. Not the high velocities and forces during real overflow or actual overtopping waves are simulated, but the fact that enough water is available on the crest and inner side to infiltrate in the embankment. From these tests it is clear that always water will infiltrate into the slope. This is logical as also water from heavy rainfall will infiltrate in the slope. Very extreme rainfall can be compared with overflow of 0.1 l/s per m or less. The tests on the dike at the IJsselmeer (GeoDelft, 2002) showed that a flow of 0.2 l/s per m completely infiltrated into the slope. During these tests with overflows of around 1 l/s per m it is also clear that this water has to come out of the dike at some stage and some place. This is at the lowest part of the structure, giving well heads. A steep inner slope (steeper than 1:3, certainly at 1:1.5) may fail due to a deep slip failure. This has happened often in the past (1953 and 1962) and also in the tests at Wissenkerke (GeoDelft, 1995) this failure mechanism occurred, although not in all tests. A difference with real wave overtopping and the tests at Wissenkerke is the extra force on the inner slope by the wave overtopping, which was not present at the tests. During storm and actual wave overtopping the dike at Wissenkerke could certainly have been failed (breached) for the same mean overtopping discharge around l/s per m. From these tests, but certainly from analysis of breaches in the past (1953 and 1962) it is very often reported that a fissure at the inner crest line, where the inner slope starts, increases the infiltration of water into the dike, leading to uplift pressures and deep or shallow slip failures. The best solution to prevent a deep slip failure is to make the inner slope gentler. For this reason all improved sea and lake dikes in the Netherlands have inner slopes around 1:3. Of course there is still a possibility on a deep slip failure, but this probability is much smaller than for a 1:1.5 slope. The remaining failure mechanisms due to wave overtopping are then: local erosion of the grass cover development of gulleys shallow slip failure just underneath the grass cover ( m) shallow slip failure underneath the cover layer of clay (0.5-1 m) 78

83 The quantitative description of the failure mechanism of a shallow slip failure due wave overtopping, has recently been developed by Young (2005). Calibration with actual wave overtopping tests still have to been done. Good grass covers can withstand overflow conditions with velocities up to 5 m/s for brief periods. Brief periods here means only a few hours. Overflow discharges are then roughly between l/s per m, where for wave overtopping these discharges are only l/s per m. For wave overtopping it are mean discharges, the actual behaviour is of course random. The actual overtopping happens only during high waves which reach the crest and overtop. Discharges during these events are much higher than the average discharge, but last only for seconds. Much is known about average overtopping, overtopping distribution by waves, maximum velocities and layer thicknesses. Therefore, it is possible to relate the large constant discharges during overflow to discharges and velocities during wave overtopping. An example is given here: a mean overtopping discharge of 1 l/s per m during 6 hours and for a wave height around 2 m. Around 120 waves will overtop in these 6 hours, which means around 20 per hour. Table 1 gives the overtopping volumes per wave, the discharge during a wave overtopping event, the velocity on the inner slope and the time that this discharge and velocity lasts. For simplicity it is assumed that each overtopping event on the inner slope will last not longer than about 3 s, which is about half of the wave period. Table 1. Wave overtopping characteristics for 1 l/s per m overtopping during 6 hours Volume per overtopping wave Maximum discharge/wave Maximum overtopping velocity 50 waves 50 l/m 15 l/s per m 1.5 m/s 150 s 50 waves 150 l/m 50 l/s per m 2.5 m/s 150 s 10 waves 400 l/m 130 l/s per m 3 m/s 30 s 6 waves 700 l/m 230 l/s per m 4 m/s 18 s 3 waves 1000 l/m 330 l/s per m 5 m/s 9 s Total duration of overtopping The duration of high velocities during wave overtopping is extremely short compared with constant overflow. High velocities of 3 m/s and more last for seconds, where for overflow the minimum duration is 1-2 hours. On the other hand, larger mean overtopping discharges of around 10 l/s per m will give very high velocities for the largest overtopping waves, up to 7 m/s. This is higher than during all the overflow tests, but again, this velocity lasts only for seconds. It can be concluded that constant overflow and instantaneous wave overtopping are difficult to compare with respect to response of the grass cover layer. Only real tests with wave overtopping can give a better insight. References Cornish, B.A, D.C. Yong and D.M. Stone, Hydraulic characteristics o flow cost surfaces for dam bywash spillways. University of New South Wales, Water Research Laboratory, Report 93 (WLR 93), Sydney GeoDelft (1995). Dijkoverslagproef. Report C) /121. GeoDelft (2002). Geavanceerde toets afschuiving bekleding binnentalud tijdens overslag. IJsselmeerdijk km 17.5 km Projectnummer CO /68. 79

84 Hewlett, H.W.M, L.A. Boorman and M.E. Bramley, Design of reinforced grass waterways. CIRIA Report 116, London WL, R603 (1970). Stroombestendigheid van een grasmat op de dijk van oostelijk Flevoland. Young, M.J., Wave Overtoppin and Grass Cover Layer Failure on the Inner Slope of Dikes. MSc Thesis WSE-CEPD-05.03, UNESCO-IHE. Yong, K.C. and D.M. Stone, Resistance of low cost surfaces for farm dam spillways. University of New South Wales, Water Research Laboratory, Report 95 (WLR 95), Sydney 80

85 Bijlage 2. The wave overtopping simulator Paper voor ASCE, ICCE 2006, San Diego. 81

86 THE WAVE OVERTOPPING SIMULATOR Jentsje W. van der Meer 1, Patrizia Bernardini 2, Wout Snijders 3 and Eric Regeling 4, The wave overtopping simulator is a device which will be able to simulate overtopping waves at the crest and at the inner slope of a dike, levee or embankment in situ. The idea is that real waves are not required to simulate only the overtopping part of waves and that enough information on overtopping waves has been developed by years of research, to describe in detail the hydraulic behaviour at the crest of a dike. The simulator is a box which will be filled with a constant discharge of water and it will release this water at specific times, creating an overtopping wave. The device will be used for the first time in the European ComCoast and Dutch SBW project. This paper describes the design and, after construction, the calibration of the wave overtopping simulator. INTRODUCTION The process of wave overtopping on a dike, levee, seawall or embankment is well understood, as a huge amount of research has been devoted to this subject. More recently, also the hydraulic properties of overtopping waves on the crest and inner slope of a dike or embankment were established, such as velocities and flow depths of overtopping waves, see Schüttrumpf and Van Gent (2003). The overall conclusion is that the hydraulic part of wave overtopping on a dike or embankment is well known. But what about the effect of wave overtopping? How strong are the crest and inner slope of a dike, a levee or embankment during overtopping? Erosion and sliding down of parts or the whole inner slope has often been the leading failure mechanism to dike breach, certainly during the severe floods in 1953 in The Netherlands and UK, in 1962 in north of Germany and recently with hurricane Katrina in the US. The problem is that the strength of a dike cannot be scaled down (grass, clay) to small scale testing and that large scale testing or testing in situ is the only solution. In order to establish the resistance or strength of a dike for wave overtopping, it is actually sufficient to imitate only the pattern of the overtopping part of the process. Real waves and a large scale facility as the Delta flume or GWK are not required. IDEA BEHIND DEVELOPMENT OF WAVE OVERTOPPING SIMULATOR The idea is that for a given situation: everything on wave breaking on slopes and generating overtopping discharges is known; 1 Infram, POBox 16, 8316 ZG Marknesse, The Netherlands, jentsje.vandermeer@infram.nl 2 Rijkswaterstaat, RWS DWW, PO Box 5044, 2600 AA Delft, The Netherlands, 3 Rijkswaterstaat, RWS DWW, PO Box 5044, 2600 AA Delft, The Netherlands, 4 Rijkswaterstaat, RWS IJG, PO Box 600, 8200 AP, Lelystad, The Netherlands

87 2 everything on the pattern of overtopping waves is known as volumes, distributions, velocities and flow depths of overtopping water on the crest; only overtopping waves will be simulated, real waves are not required; tests will be performed in situ on each dike or levee to be tested, which is much cheaper than testing in a large wave flume. Present knowledge on strength of dikes by wave overtopping Steep inner slopes may fail by a deep slip circle, often observed at failed dikes in the past. This is the reason why more recent dike designs have a gentle inner slope in the order of 1:3, stable enough to withstand a deep slip. What could happen for these more gentle inner slopes during wave overtopping? local erosion of the grass cover development of gulleys and holes in the grass cover shallow slip underneath the grass cover or sod ( m) shallow slip underneath the protecting clay layer ( m) development well heads (no failure) There are only a few guidelines on strength of inner slopes of dikes, levees or embankments and all of them are developed for overflow of water and not wave overtopping. CIRIA report 116 (Hewlett et al. 1987) has been reworked to wave overtopping in The Netherlands, but without validation. Tests in the Delta flume (Smith 1994) on a 1:2.5 inner slope with grass on good clay showed no damage at all after many hours of testing, up to a wave overtopping discharge of 25 l/s per m. These tests were performed in summer, with the grass in good condition. In reality most storms in The Netherlands are in winter, with also the grass in a less good, not growing, condition. Tests were also perfomed in the GWK, the large wave flume in Hannover, Germany (Möller et al. 2002). These tests were performed on fresh installed clay without any cover and showed gulleys and big holes at the inner slope within half an hour and only with a 2 l/s per m of wave overtopping. Reality will probably lay between the Delta flume and GWK results. Recently two Master studies became available on possible failure mechanisms caused by wave overtopping. Young (2005) describes a mechanism of a shallow slip, including the strength of the grass roots. Van den Bos (2006) describes the development of a scour hole at weak spots on the inner slope. Non of these theoretical models could be validated. The wave overtopping simulator can be used for such a validation. Objective of wave overtopping simulator The objective of the wave overtopping simulator is to simulate overtopping waves, as forecasted for a particular storm, in situ at the dike or levee crest and to study the behaviour of the stability of crest and inner side. Eventually, this will lead to a better and validated description of the failure mechanism stability inner side of dike by wave overtopping.

88 KNOWLEDGE ON WAVE OVERTOPPING AT THE CREST OF A DIKE Wave overtopping is often described by a mean overtopping discharge q. It is given in m 3 /s per m or in litres/s per m width and it is simply the total volume of water which overtopped the dike in a certain period, divided by the total duration. The actual behaviour is very dynamic, in contrast to a mean discharge. Now and then large waves reach the crest and in a few seconds large volumes of water flow over the crest. This whole hydraulic process has been subject for research during many years and gained results are able to describe in detail how a wave simulator should perform. Equations for the mean wave overtopping discharge have been given in TAW (2002), in the EA Manual (Besley, 1999) and in EAK (2002). Wave overtopping has also been the subject in the European Research Project CLASH, leading to an artificial neural network for prediction of the mean overtopping discharge, see Pozueta et al., The wave run-up and overtopping formulae in TAW (2002) have been used in this paper, but will not be repeated here. The 2%-wave run-up level from TAW (2002) can be used to calculate the percentage of waves overtopping a particular crest freeboard, assuming a Rayleigh distribution for the run-up levels. Each overtopping wave gives a certain volume, V, overtopping the crest. The distribution of these overtopping volumes can be described by a Weibull distribution and has a shape factor of 0.75 and a scale factor a, which depends on the mean wave overtopping discharge and the probability of an wave overtopping, P ov, see TAW (2002). The probability distribution function is given by: 0.75 V P V = P( V V ) = exp with a = 0.84 T m q/p ov (1) a The overtopping simulator should match the probability density function in equation (1). Recent information is available on velocities and flow depths at the crest of a dike. Schüttrumpf and Van Gent (2003), give formulae for the maximum velocity, u A,2%, and maximum flow depth, h A,2%, at the transition from outer slope to crest of a dike, exceeded by 2% of the incident waves. 3 u A,2% * R = u2% ca, u gh s s h A,2% * u2% = ca, h H s s R R H R H where R u2% = 2%-run-up level and R c = crest freeboard c c (2) (3) The empirical coefficients c * A,h and c * A,u were established in two separate investigations: Schüttrumpf (2002) and Van Gent (2002). The coefficients found were c * A,h = 0.33 and 0.15 and c * A,u = 1.37 and 1.30, respectively. The

89 4 coefficients for the maximum velocity are similar, but for the flow depth a factor more than 2 is present. For the time being both values for this coefficient will be used. For the maximum velocity an average value of c * A,u = 1.33 will be used. Above equations are only valid for 2%-values. It is possible to find maximum flow depths and velocities for each percentage, and therefore also for each overtopping volume, if the Rayleigh distribution is assumed for wave run-up. In doing so, maximum velocities and flow depths can be calculated for each overtopping volume occurring during a storm with a certain mean overtopping discharge. Figure 1 shows the maximum velocities for overtopping discharges of 1; 10 and 30 l/s per m at the outer crest line. All three mean overtopping discharges give similar velocities for the same volumes per wave overtopping. Also from theoretical reasoning one would expect this, as the same overtopping volume itself is more or less independent from the mean overtopping discharge. An overtopping event with 1000 l/m in a 1 l/s per m discharge should behave similar as a 1000 l/m event in a 30 l/s per m discharge. The difference is of course that the larger discharge will have more of these events, but the event itself should not be too different, provided that the wave periods are more or less similar. 8 7 velocity u at crest (m/s) u (1 l/s) u (10 l/s) u (30 l/s) overtopping volume V per wave (liters/m) Figure 1. Maximum velocities at the outer crest line as a function of the overtopping volume per wave; H s = 2 m, T p =5.7 s, tanα = 0.25 Maximum velocities are about m/s for small volumes of 50 l/m and they increase to velocities of about 5.5 m/s for 1000 l/m and up to a maximum of m/s for an overtopping volume of 3500 l/m. Figure 2 gives the flow depth at the outer crest line, both for Schüttrumpf (2002) and Van Gent (2002). The S and V in the Figure give both authors. As mentioned earlier, the differences are more than a factor 2, indicating somewhere an error in measurement or analysis.

90 5 Flow depth at crest (m) h-s (1/s) h-s (10/s) h-s (30/s) h-v (1/s) h-v (10/s) h-v (30/s) Overtopping volume V per wave (liters/m) Figure 2. Maximum flow depths at outer crest line according to Schüttrumpf (2002) and Van Gent (2002), and applied for H s = 2 m, T p =5.7 s, tanα = 0.25 and various overtopping discharges. Typical storm with overtopping parameters The wave boundary conditions (wave height, period and direction, water level) in front of the dike and the geometry of the dike determine whether there will be wave overtopping and how much. Overall, wave heights around 2 m are often found as conditions for the safety assessments in The Netherlands. A wave steepness of s op = 0.04, using the peak period, is found in the Waddensea. Of course larger and lower wave heights than 2 m are found, but for testing with the overtopping simulator a wave height of 2 m is accurate enough. In summary, analysing wave boundary conditions along the Dutch coasts, as used for the 5-yearly safety assessment, gives the following mean values which will be used to design the wave overtopping simulator. Wave height: H s = 2.0 m Peak period T p = 5.7 s (wave steepness s op = 0.04) Mean period T m = 4.7 s (T p = 1.2 T m ) The seaward slope of the dike is taken at 1:4. For further calculations a storm duration of 6 hours is assumed. With these values and the wave conditions given above, the wave overtopping parameters can be calculated for a given crest freeboard. Table 1 gives the parameters for mean overtopping discharges of 0.1; 1 and 10 l/s per m. With above chosen wave boundary conditions the 2%-run-up is 4.0 m above still water level. If the crest level is equal to this 2%-run-up level, the overtopping discharge becomes 0.74 l/s per m. This is certainly more than the

91 6 lowest limit of 0.1 l/s per m, but still below the value of 1 l/s per m. As only 2% of the waves reach the crest, only 93 waves in a period of 6 hours will overtop the crest. This means in average 15 waves per hour or an overtopping event every 4 minutes. The main difference in Table 1 is the number of overtopping waves. With 0.1 l/s per m only 9 waves will overtop in 6 hours (one every 40 minutes). For 10 l/s per m this is almost 1000 (in average every 25 s an overtopping event). Table 1. Overtopping parameters for a dike slope 1:4, storm duration of 6 hours and H s = 2 m; T p = 5.7 s; T m = 4.7 s q=0.1 l/s per m q=1 l/s per m q=10 l/s per m Percentage overtopping Number of waves in 6 hours Number of overtopping waves Maximum overtopping volume 580 l/m 1177 l/m 2675 l/m TARGETS FOR THE WAVE OVERTOPPING SIMULATOR Table 1 only gives the maximum overtopping volume in a storm. But overtopping volumes in overtopping waves follow the distribution described by equation (1). It is this distribution which should be generated by the simulator and preferably schematized to a fixed number of overtopping volumes as it will be difficult, and also not required, to generate exactly each volume individually. An example is given in Figure 3 for 1 l/s per m, during 6 hours and for a wave height of 2 m. overtopping volume per wave (liters per m width) calculation simulation 56 waves with 50 l per m 50 waves with 150 l per m 10 waves with 400 l per m 6 waves with 700 l per m 3 waves with 1000 l per m 1 l/s per m Number of overtopping waves in ascending amount Figure 3. Calculated distribution of overtopping volumes and proposal for simulation. Mean discharge q = 1 l/s per m

92 Around 120 waves will overtop in these 6 hours, which means around 20 per hour. The overtopping volumes could be simulated as follows: 56 waves with 50 l per m 40 waves with 150 l per m 10 waves with 400 l per m 6 waves with 700 l per m 3 waves with 1000 l per m Of course the volumes should be generated in arbitrary order. Similar graphs as Figure 3 can be made for each prescribed overtopping condition. Besides maximum flow velocities and flow depths (equations 2 and 3), there is also variation in time. Till now published research has not been focussed on this item. A sea state with a peak period of 5 seconds will give another time record of overtopping waves than a long period of 10 s, both with the same wave height. The wave period has influence on the time record of overtopping and this might well be the reason for the small differences in flow velocity in Figure Flow depth 2 m on crest Flow depth [m] Time [s] Velocity [m/s] velocity at 2 m from crest Time [s] Figure 4. Time records of flow depth and flow velocity at the crest. Tests by Schüttrumpf (2002). Regular waves. Test H = 0.87 m, T = 9.5 s. Measured overtopping discharge was 60.0 l/s per m

93 8 The prototype of the wave overtopping simulator must actually simulate the expected time record of flow velocity and flow depth and not only the maximum values. Figure 4 shows a time record of flow depth and velocity with regular waves, taken from the research of Schüttrumpf (2002). The shape of the overtopping record is more or less triangular with a steep front. For design and calibration of the wave overtopping simulator the total time, t 1, that water flows over the crest, is needed. For the time being it is assumed that maximum flow times of about T p simulate larger overtopping volumes (around 3-5 s) and T p give smaller overtopping volumes (2-3 s). Volumes to be simulated by the wave overtopping simulator will vary between about 50 l per m and maximum 3500 l per m. Based on Figure 1 with the predicted overtopping flow velocities the following targets were set for the simulator to be met, where model uncertainty of the prediction has been taken into account, see Table 2. Table 2. Targets set for calibration of the wave overtopping simulator Overtopping volume (l/m) flow velocity (m/s) range (m/s) flow time t 1 (s) DESIGN OF THE WAVE OVERTOPPING SIMULATOR Overtopping waves are random in time and give different overtopping volumes/m per overtopping event. Given such an overtopping volume, the water flows with a certain velocity over the crest and inner slope of the dike, with a certain flow depth and in a certain time, see Table 2. The overtopping simulator should simulate the right velocity and flow depth in time at the crest of the dike, for a given overtopping volume. Overtopping volumes will vary between 50 l/m and 3500 l/m (the maximum for 30 l/s per m). Roughly the velocities will vary between 2 m/s up to around 8 m/s. The following aspects have been considered for the technical design of the device: maximum volume: 3.5 m 3 /m (4 m wide, in total 14 m 3 ); shape of the box: as high and slender as possible, in order to reach the large velocities for large volumes; opening of the valve: maximum 0.50 m, to be adjusted during calibration. possibility to place the device at different heights with respect to the crest: legs of 2 m length; shape of transition slope; to be adjusted during calibration.

94 The idea was to make a mobile box or carrier to store water, fill this box continuously with a required discharge q and empty this box at certain times in such a way that it simulates the overtopping tongue of a wave at the crest and inner slope of a dike. Figure 5 shows the prototype (1 m wide) of the wave overtopping simulator. The box in reality will be 4 m wide. The boundary condition is a certain mean overtopping discharge q and this mean discharge is indeed pumped into the box. As soon as the box is filled with a prescribed volume, V, the valve is opened and water released on a transition slope to the front of the crest. The discharge of water will be released in such a way that speed, turbulence and thickness of the outgoing stream will correspond with the water flow that is expected at the crest. The calibration was meant to give the right configuration. 9 CALIBRATION OF THE WAVE OVERTOPPING SIMULATOR The simulator was calibrated at the manufacturer. An empty part of the parking place was used which was situated along a ditch with clean water. The dike crest was simulated by a 2 m long and 1 m wide flume with a height of 0.6 m. After these 2 m the water could flow freely to the sewage system. Two pumps were available, one of 3 l/s and one of 8 l/s. Both could be used at the same time to fill up the simulator to a required volume. Figure 6 gives an idea of the release of the maximum volume of 3500 l, Figure 7 gives the front view of a volume of only 150 l. Van der Meer (2006) gives a full report of the calibration. Figure 5. Rear side of the 1 m wide prototype of the wave overtopping simulator Measurements and instrumentation An electro magnetic velocity meter (EMS) was rented from WL Delft Hydraulics, together with an acoustic depth meter (LDM). The EMS was placed 2 cm above the bottom of the flume (or dike crest) and m from the end of the transition slope of the simulator. The depth meter was placed about 1.2 m above the bottom of the flume at the same location. A linear scale was placed at the wall of the flume in order to make visual observations of flow depths.

95 10 Figure 6. Front view of a test with 3500 l; the total event takes about 5 s Flow simulations were performed and both manually and digitally velocities and flow depths were measured. Tests C1000 had water volumes of 1000 l and the simulations were repeated 6 times. Figure 8 shows the records of velocity and flow depth of tests C The actual simulation takes place from about t = 1 s to 5 or 6 s. After that flow depths are almost zero and the EMS gives spikes as it is not submerged anymore. The maximum velocity measured is 5.3 m/s. The maximum flow depth measured is at least 0.2 m and sometimes more than 0.3 m.

96 11 Figure 7. Front view of a test with 150 l; the total event takes about 2-3 s The maximum flow depth was also recorded visually at the side wall of the flume at the location of the flow depth meter. In all tests with 1000 l the maximum flow depth was m. By no means flow depths of 0.2 or 0.3 m were seen. The flow is highly turbulent with a lot of air entrainment and the surface is not smooth. At the end of the simulation the flow has less air and is less turbulent. It was concluded that the flow depth meter can not measure correctly the flow depth when the flow is so turbulent. Probably the part after 4.5 s was measured correctly. The relevant parts of the velocity records of tests C1000 were placed in one graph, starting at t = 1 s. This graph is shown in Figure 9. The records are quite similar, which means that the flow simulation can be repeated quite well. They also have the triangular shape described in Figure 4. Analysis of calibration The calibration included various set-ups of the transition slope, various heights of the box and trials to improve the speed to open the valve. The final test series K gave simulations according to the targets set in Table 2. The final results are given in Table 3 and are compared with the targets.

97 12 Velocity (m/s) velocity flow depth Time (s) Figure 8. Records for test C Flow depth (m) Velocity (m/s) Required: velocity (5.7) m/s flow time t1: s C C C C C C Time (s) Figure 9. Velocity measurements for C1000 (V = 1 m3) Table 3. Final results for calibration series K Test Volume V in simulator [liter] Volume V (liter) according to 1/3*v*d*t Max. velocity v [m/sec] Max. velocity v required [m/s] K K K K K K K K Max. flow depth [m] Flow time t 1 [s] Flow time t1;estimated [s]

98 CONCLUSIONS The simulator is able to simulate overtopping waves in a realistic manner, according to the targets set, which were based on available knowledge of wave overtopping. Knowledge on flow times of individual overtopping waves is not sufficient and analysis of existing measurements (Schüttrumpf and Van Gent, 2003) is recommended. The calibration gave some points to improve the final set-up of the wave overtopping simulator and these will be taken into account during the construction of the actual simulator of 4 m wide (November 2006). The instruments to measure velocity and flow depth have to be improved. Actual testing on a sea dike will start March 2007 under the European ComCoast and Dutch SBW project (Strength of and loads on flood defences). REFERENCES Besley, P Overtopping of seawalls design and assessment manual. R & D Technical Report W178, Environment Agency, Bristol, ISBN X EAK Empfehlungen des Arbeitsausschusses Küstenschutzwerke. Die Küste. H. 65. (Guideline in German) Hewlett, H.W.M, L.A. Boorman and M.E. Bramley, Design of reinforced grass waterways. CIRIA Report 116, London Pozueta B., M.R.A. van Gent, H. van den Boogaard and J.R. Medina Neural network modelling of wave overtopping at coastal structures. ASCE, Proc. ICCE, Lisbon, pp Möller J.; R. Weißmann, H. Schüttrummpf, J. Grüne, H. Oumeraci, W. Richwien and M. Kudela. 2002: Interaction of wave overtopping and clay properties for seadikes. ASCE, Proc.ICCE, Volume 2, Cardiff, U.K., pp Schüttrumph, H. and M.R.A. van Gent Wave overtopping at seadikes. ASCE, Proc. Coastal Structures 2003, Smith, G.M Grasdijken (Dutch). Grass dikes. Delft Hydraulics report H1565, Delft Schüttrumpf, H., J. Möller and H. Oumeraci Overtopping flow parameters on the inner slope of seadikes. ASCE. Proc. ICCE 2002, Cardiff, UK. TAW Wave run-up and wave overtopping at dikes. Technical Report Technical Advisory Committee for Flood Defence in the Netherlands (TAW). Delft Van den Bos, W Erosiebestendigheid van grasbekleding tijdens golfoverslag (in Dutch Erosion resistance of grass cover during wave overtopping). MSc-thesis Delft University Van der Meer, J.W Design, construction and calibration of wave overtopping simulator. Infram report 04i103. Van Gent, M.R.A Wave overtopping events at dikes. ASCE. Proc. ICCE 2002, Cardiff, UK. Young, M.J., Wave Overtopping and Grass Cover Layer Failure on the Inner Slope of Dikes. MSc Thesis WSE-CEPD-05.03, UNESCO-IHE. 13

99 14 KEYWORDS ICCE 2006 THE WAVE OVERTOPPING SIMULATOR Jentsje W. van der Meer, Patrizia Bernardini, Wout Snijders and Eric Regeling Abstract number: 87 Wave overtopping Overtopping discharge Dikes Levees Embankments Stability inner slopes Erosion of grass cover

100 Bijlage 3. Opening golfoverslagbak (Van Intranet Rijkswaterstaat + foto s van opening) Meer weten door golven te meten Op woensdag 1 november a.s. verrichtte Rijkswaterstaat in samenwerking met Hoogheemraadschap Hollands Noorderkwartier de officiële openingshandeling voor een golfoverslagbak in Petten. Deze golfoverslagbak, een klein stukje dijk voor de echte dijk, meet de hoeveelheid water die bij een hevige storm over de dijk slaat. Deze meetgegevens worden gebruikt voor het actualiseren van de wettelijke toetsvoorschriften voor alle primaire waterkeringen in Nederland voor 2011 en Hierdoor ontstaat een nog betrouwbaarder en nauwkeuriger beeld van de veiligheid tegen overstromen. Golfoverslagbak De golfoverslagbak is een betonnen bak, halverwege de zeezijde van de dijk. Als bij een storm golven over de rand van de bak slaan, registreert meetapparatuur precies hoeveel water de bak heeft opgevangen. Met dank aan Hanneke Derksen (RWS Dienst Weg- en Waterbouwkunde) Meetopstelling Petten Als lokatie is gekozen voor de meetopstelling bij Petten. Rijkswaterstaat meet hier al jarenlang de golven om het inzicht in de golfaanval vanuit zee te vergroten. Door deze meetgegevens te combineren met de metingen van de golfoverslagbak kan beoordeeld worden of de bestaande rekenmodellen voor golfoverslag nauwkeurig genoeg zijn. De meetopstelling bestaat uit twee boeien, op 8 en 3,8 kilometer uit de kust, vier meetpalen van 550 meter uit de kust tot vlakbij de dijk, en een aantal sensoren op en in de dijk zelf. Hiermee volgt Rijkswaterstaat het verloop van de golven van acht kilometer uit de kust tot op de dijk. Er wordt alleen gemeten tijdens het stormseizoen van 15 oktober tot 15 mei. Het onderzoek bij Petten staat los van het plan van 82

101 de provincie Noord-Holland om de Pettemer zeewering te versterken door er een overslagbestendige dijk van te maken. Sterkte en Belastingen Waterkeringen Het meetonderzoek met de golfoverslagbak is onderdeel van het project Sterkte & Belastingen Waterkeringen (SBW) in opdracht van het Ministerie van Verkeer en Waterstaat. Het project levert inzicht in de sterkte van primaire waterkeringen en in de waterstanden en golven die deze waterkeringen belasten. De bak van de zijkant gezien (foto Infram) De bak van bovenaf naar de zeezijde gezien (foto Infram) 83

102 Bijlage 4 Opbouw gestructureerde kleilaag op Nederlandse dijken In aanloop naar het Technisch Rapport Klei voor Dijken (TAW 1996) en voor het bepalen van de reststerkte van klei onder steenzettingen is de structuur van klei in Nederlandse dijken onderzocht. Er zijn veldobservaties uitgevoerd door geologen en er zijn diverse metingen verricht, zoals infiltratiemetingen, sonderingen, geo-electrisch onderzoek, etc. Helaas heeft het onderzoek zicht niet gericht op het bepalen van de wrijvingsparameters van de grond, maar er zijn wel diverse resultaten die belangrijk zijn voor de begripvorming bij het bepalen van de wrijvingseigenschappen. De bovenste 5 cm bestaat uit losse aggregaten die bij elkaar worden gehouden door wortels. In de volgende cm zijn de aggregaten enkele millimeters tot 3 cm groot. De aggregaten liggen relatief los op elkaar. Het volume van de ruimte tussen de aggregaten is 20-30%. In de volgende cm worden de aggregaten groter, namelijk 3-6 cm. De aggregaten passen goed in elkaar. Het volume van de ruimte tussen de aggregaten is circa 10%. In de volgende cm worden de aggregaten langwerpiger en groter 5-15 cm. De aggregaten passen precies in elkaar. Het volume tussen de aggregaten is nog 2-5%. Tot circa 0,8 m onder het talud worden de aggregaten gevormd door verticale scheuren (door uitdroging van de klei) en door scheuren onder ongeveer 45 o ten opzichte van de vertikaal als gevolg van zwellen van de klei. Dieper dan circa 0,8 m onder het talud komen nog nauwelijks scheuren onder een hoek van 45 o voor en domineren de vertikale scheuren. Het aantal scheuren neemt verder af met de diepte onder het talud. Een potentieel glijvlak parallel aan het talud zal waarschijnlijk zoveel mogelijk eventuele scheuren volgen en slechts gedeeltelijk door de aggregaten gaan. potentieel schuifvlak Infiltrerend water stroomt snel door de macrostructuur van de klei (scheuren en wormgaten). De gevonden infiltratiesnelheden worden hier volledig door bepaald. Kleine poriën (<ca. 0,3 mm) worden door het water moeilijk bereikt. Het water dringt relatief langzaam in de aggregaten zelf. Uit een infiltratieproef waarbij kleurstof aan het water was toegevoegd werd na 10 uur percoleren slechts een indringing in het aggregaat gevonden van 1 mm. Met het oog op de schaal van de bodemstructuur dient het te onderzoeken volume ten minste 0,4 3 m 3 te bedragen. 84

103 Bijlage 5. Beknopte samenvatting belangrijkste gegevens gras en klei Voor de ComCoast prototype proeven zijn enkele veldonderzoeken verricht: Visuele inspectie d.d 7 juni 2004 (Fugro, 2004) Grondonderzoek (Fugro, 2006) Grasonderzoek Farnsum (Alterra, 2006) Onderstaand zullen de belangrijkste resultaten worden samengevat. Vooraf wordt opgemerkt dat de testlocatie is gelegen direct naast DP21 van het dijkvak Delfzijl Termunten, zie Figuur B5.1. Figuur B5.1 Globale situatie diverse onderzoeken. Visuele inspectie d.d 7 juni 2004 (Fugro, 2004) Ten behoeve van de 5-jaarlijkse veiligheidstoetsing toetst Waterschap Hunze en Aa's de zeedijk tussen Delfzijl en de Duitse grens. De toetsing van het toetsspoordijken, inclusief toetsing van de bekleding is door het waterschap uitgevoerd met ondersteuning van Fugro. Kunstwerken en niet-waterkerende objecten worden niet beschouwd. Het project betreft een zeedijk met een lengte van circa 26 km (dijkpalen -1,5 tot 26), lopend van de Duitse grens via Termunterzijl en Termunten tot Delfzijl. Ten bate van de toetsing is op 7 juni 2004 een visuele inspectie uitgevoerd. Doel van de inspectie was om inzicht te krijgen in de staat van de waterkering. Specifiek was de inspectie gericht op de bekleding. Daarbij is de grasbekleding visueel beschouwd en zijn gras- en steenbekledingen visueel op schade onderzocht. Door middel van handboringen is steekproefsgewijs een onderzoek gedaan naar de dikte van de (klei)deklaag. De boorgaten zijn gevuld met natuurlijk materiaal en afgedicht met bentonietkorrels. Beschrijvingen van de verrichte boringen zijn gegeven in Tabel 1. Daarnaast zijn digitale foto's gemaakt van kenmerkende punten. Enkele foto s zijn ter illustratie toegevoegd. 85

104 Onderstaand zijn alleen de resultaten van het dijktraject km DP19,5 tot km DP24,4 opgenomen van de visuele inspectie: Vanaf ca. km 20,0 is een middenberm in het buitentalud aanwezig. Het buitentalud bestaat voornamelijk uit een grasmat, met aan de onderzijde een steenbekleding van basaltzuilen, waarvan de naden gevuld zijn met beton. Ter plaatse van ca km 20,5 zijn grafstenen geplaatst in het binnentalud van de dijk. Loodrecht op het buitentalud is een golfbreker van Noorse stenen gesitueerd. Het buitentalud ter hoogte van de golfaanval bestaat tussen ca km 20,5 en km 23,5 uit Noorse stenen opgevuld met beton, met uitzondering van leidingovergangen tussen km 21,5 en 23,5. Onder enkele leidingen zijn grasbetonstenen een of een steenbekleding toegepast. Enkele van deze leidingen zijn gefundeerd op de dijk. De grasbekleding aan de binnen- en buitenzijde wordt gemaaid. Aan de buitenzijde ter hoogte van de golfaanslag bestaat de bekleding uit geasfalteerde Noorse stenen en gezette basaltbekleding gevuld met grond. Bij km 23,5 is de grasbekleding op het binnentalud matig en erg dor. Ter plaatse van de aansluiting van de grasmat op de steenbekleding is de grasbekleding aangetast of verdwenen. Ter plaatse van km 22,0 en 23,5 zijn boringen uitgevoerd. Uit handboringen blijkt dat op km 19,5 de bovenste 0,9 m uit (sterk) zandige klei bestaat. Daaronder bevindt zich een kleilaag van 0,30 m (boringen zijn do 1,2 maaiveld verricht). km 20 Samenvatting grondonderzoek Fugro Eind mei 2006 is grondonderzoek door Fugro uitgevoerd en begin juni gerapporteerd (Heikes en Zwang, 2006). Deze samenvatting is gemaakt door Ronald van Etten, 14 juni Het onderzoek omvatte globaal de volgende werkzaamheden; het ter weerszijden van de proeflocatie uitvoeren van 3 handboringen (bovenin, halverwege en onderin het binnentalud) tot een diepte van circa 1,5 m, het nemen van geroerde monsters en het bepalen van de fysische samenstelling ervan, het steken van ongeroerde kleimonsters en het bepalen van de sterkte eigenschappen en het op 2 locaties (halverwege het binnentalud ter weerszijden van de proeflocatie) bepalen van de doorlatendheid. In deze notitie zijn de resultaten uit dit onderzoek geanalyseerd en voor de overzichtelijkheid kort samengevat. 86

105 Beschrijving boringen: De boringen 1 en 4 zijn t.h.v. de binnenkruinlijn uitgevoerd. Boring 1 is uitgevoerd tot een diepte van 3,5 m MV. Dit omdat tot de opgedragen diepte van 1,5 m MV geen zand maar alleen klei werd aangetroffen, hetgeen op basis van het Verslag visuele inspectie, 11 juni 2004 van Fugro niet werd verwacht. Bij boring 4 welke tot een diepte van 1,5 m MV is uitgevoerd is eveneens alleen klei aangetroffen. De boring 2 en 5 zijn uitgevoerd halverwege het binnentalud tot een diepte van 1,5 m MV waarbij alleen klei werd aangetroffen. De boring 3 en 6 zijn uitgevoerd aan de teen tot een diepte van 1,6 m MV. Op beide locaties werd tot een diepte van 0,4 m MV klei aangetroffen met daaronder een 0,35 m à 0,5 m dikke zandlaag. Onder deze zandlaag werd tot 1,5m MV klei aangetroffen en vervolgens weer zand. Van de verschillende kleilagen en het zand zijn geroerde monsters genomen en geanalyseerd. Daarnaast zijn t.h.v. de boringen 2 en 5 (halverwege het binnentalud) ongeroerde monsters gestoken ter bepaling van de sterkte eigenschappen. Analyseresultaten kleimonsters. Uit de analyseresultaten van de geroerde kleimonsters blijkt dat het organische stofgehalte op beide locaties gemiddeld 4 %(m/m) bedraagt en het kalkgehalte circa 7 %(m/m). Het zoutgehalte van de monsters voor zover deze boven de detectiegrens liggen, bedraagt niet meer dan 0,5 g/l bodemvocht. Voor wat betreft de overige analyseresultaten zijn er tussen beide locaties wel duidelijke verschillen geconstateerd. Op de locatie waar de boringen 1 t/m 3 zijn uitgevoerd heeft de klei duidelijk betere eigenschappen dan op de locatie waar de boringen 4 t/m 6 zijn uitgevoerd, zie tabel 1. Parameter Eenheid Klei 1 t/m 3 Klei 4 t/m 6 Zandgehalte > 63 μm % (m/m) Lutumgehalte < 2 μm % (m/m) Watergehalte % (m/m) Vloeigrens % (m/m) Uitrolgrens % (m/m) Tabel 1. Gemiddelde analyseresultaten kleimonsters. Indien de individuele resultaten in de lutum-silt-zanddriehoek worden ingetekend, dan blijken met name de monsters 4-1, 4-2 en 6-1 een hoog zandpercentage te bevatten. Deze monsters zijn ook niet erosiebestendig gebleken. De overige kleimonsters vallen in de categorie goed erosiebestendige klei. 87

106 Lutum-Silt-Zanddriehoek NEN Sterkte-eigenschappen kleimonsters. Halverwege het binnentalud zijn ter bepaling van de sterkte eigenschappen middels de CUtriaxiaalproef ongeroerde monsters gestoken en beproeft. De monsters zijn t.h.v. boring 2 en 5 op 2 verschillende diepten gestoken. Omdat de samenstelling van de klei op beide locaties alleen over de gehele kleilaag is bepaald, zijn deze analyseresultaten per locatie gemiddeld. In onderstaande tabel is de gemiddelde waarde van de wrijvingshoek en de cohesie bij een vervorming van 1 % weergegeven. Parameter Eenheid Boring 2 Boring 5 Geroerde monsters: Zandgehalte > 63 μm % (m/m) 4 13 Lutumgehalte < 2 μm % (m/m) Watergehalte % (m/m) Vloeigrens % (m/m) Uitrolgrens % (m/m) Ongeroerde monsters: Nat volumiek gewicht [kn/m 3 ] 19,3 18,8 Droog volumiek gewicht [kn/m 3 ] 14,6 14,7 Cohesie [kn/m 2 ] Wrijvingshoek [º] 13 9 Tabel 2. Sterkte eigenschappen klei. Analyseresultaten zandmonsters. Van het zand welke aan de teen op beide locaties en op twee diepten werd aangetroffen is eveneens de fysische samenstelling bepaald. Uit vergelijking van de monsters tussen beide locaties blijkt dat er geen of nauwelijks verschillen bestaan. Wel is een gering verschil 88

107 aangetroffen tussen de bovenste en onderste zandlaag. In tabel 3 zijn de gemiddelde waarden van de 2 bovenste en de 2 onderste zandmonsters weergegeven. Parameter Eenheid Bovenste zandlaag Zandgehalte > 63 μm % (m/m) Lutumgehalte < 2 μm % (m/m) 7 4 Watergehalte % (m/m) Organische stofgehalte % (m/m) 2,1 1,6 Kalkgehalte % (m/m) 2,7 1,3 Zoutgehalte bodemvocht g / liter 1,3 0,3 Tabel 3. Samenstelling zand. Onderste zandlaag Doorlatendheidsmetingen Op de twee locaties t.h.v. de boringen 2 en 5 is de toplaag doorlatendheid middels in-situ infiltratieproeven bepaald. Voor deze proeven is een aluminium bak (zonder bodem) van 1x1 m 2 gebruikt, welke in het talud is gedrukt en tot een bepaald niveau met water gevuld. Vervolgens is de waterstanddaling in de tijd gemeten, waaruit een indicatieve doorlatendheid van de toplaag kan worden bepaald. Door gebruik te maken van een verhoudingsgewijs grote bak worden de randeffecten belangrijk kleiner, zodat een buitenbak achterwege kon blijven. De gemeten en berekende doorladendheid van de toplaag t.h.v. boring 2 bedraagt ongeveer 11 m/dag en t.h.v. boring 5 ongeveer 22 m/dag. Opgemerkt moet worden dat ondanks de zorgvuldige afdichting de bak op beide locaties plaatselijk iets heeft gelekt. Dat de doorlatendheid t.h.v. boring 5 een factor 2 groter is dan t.h.v. boring 2, is aannemelijk omdat de klei hier een hoger zandgehalte heeft. Grasonderzoek Farmsum (21 april 2006) Het grasonderzoek is uitgevoerd door Alterra in opdracht van het CUR, Gouda. Dijkvak A, pq 2. Het maken van vegetatie opnamen. 89

108 Het doel van het grasonderzoek is om te bepalen wat de conditie en erosiebestendigheid van de grasmat op dit moment is. Hiervoor zijn de doorworteling en de bedekking bepaald, en zijn vegetatieopnamen gemaakt. Aan de hand van deze parameters is de kwaliteitsscore voor erosiebestendigheid volgens de VTV bepaald. Locatie en uitgevoerde werkzaamheden: In elk vak (A en B) zijn 3 vegetatieopnamen (pq 1 t/m 6) gemaakt, om het vegetatietype vast te stellen. Bij elk pq zijn de coördinaten met behulp van een GPS opgenoteerd. De coördinaten zijn in het midden van het proefvak bepaald. Pq1: , pq2: , pq3: , pq4: , pq5: , pq6: Bij elke vegetatieopname zijn 4 wortelmonsters gestoken om de doorworteling te bepalen. Het vegetatietype is bepaald aan de hand van het cursusboek kwaliteitsherkenning dijkgrasland (2004). De doorworteling is bepaald met behulp van de handmethode volgens het Voorschrift Toetsen op Veiligheid (VTV, 2004). Algemeen: Zowel vak A als vak B van de dijk bij Farmsum liggen op de binnenzijde van het talud. De vakken zijn naar het zuiden gepositioneerd met een helling van 1:3. Op beide vakken (en aansluitende dijkpercelen) is door ons geen muizen of mollen activiteit waargenomen. Zowel vak A als vak B zien er zeer netjes en goed onderhouden uit. De zode is iets pollig, maar mooi gesloten. Beheer Het beheerregime is volgens de beheerder als volgt: sinds 2000 wordt de dijk iedere twee weken geklepeld. Dit komt overeen met een gazonbeheer gezien de hoge maaifrequentie en de voedselrijkdom (bemesting) vanwege het laten liggen van het maaisel. In beginsel is hierbij een ondiep-wortelende grasvegetatie te verwachten. Vegetatie De totale bedekking is zeer hoog. De totale bedekking van grassen en kruiden ligt tussen de %. De bedekking van de grassen varieert van %, de bedekking van de kruiden varieert tussen de 5 12%. De mosbedekking is extreem laag (<3%). In beide vakken komen circa 6 grassoorten voor, en 10 soorten kruiden. De twee meest voorkomende grassen zijn Engels raaigras en Roodzwenkgras. Beide hebben ze een bedekking van rond de 50%. Kweek komt in elk vak voor met een bedekking van circa 10-20%. De overige grassoorten komen slechts met enkele exemplaren per opname voor. Opvallend is de hoge aanwezigheid van Gewoon duizendblad in pq 1 met een bedekking van circa 15%. In alle andere vakken is de bedekking niet meer dan 5%. Voor Hondsdraf geldt dat deze soort slechts in 2 opnamevakken van A (pq 2 en 3) voorkomt met héél veel exemplaren (circa 50), terwijl de soort in alle andere vakken afwezig is. De bedekking van de overige kruiden komt niet boven de 5% uit. Het vegetatietype van zowel vak A als vak B scoort volgens de VTV als soortenarme Kamgrasweide (W2). Dit is een graslandtype met Engels raaigras, Rood zwenkgras, 90

109 Fioringras, Gewoon duizendblad, Madeliefje, Zachte ooievaarsbek, Kleine- en Witte klaver. Dit vegetatietype staat bekend als een type met matige erosiebestendigheid. Doorworteling De wortelmonsters zijn gegroepeerd per vak. Per vak wordt er een kwaliteitsscore van de doorworteling weergegeven in een standaard beoordelingsdiagram conform het voorschrift Toetsen op Veiligheid (VTV, 2004). Dit geeft een goed beeld van de doorworteling in de gehele steek (20 centimeter diepte). Voor vrijwel alle gemiddelden is de standaard afwijking klein. Dat betekent dat de spreiding tussen de monsters van dezelfde dieptelaag gering is. De doorworteling scoort zowel in vak A als in vak B over de gehele steek genomen matig. In beide vakken scoort de top laag (0-2,5 cm) echter goed ; met een matje. Voor vak A geldt zelfs dat de doorworteling tot 12,5 cm diepte heel dicht tegen de score goed aan zit. VTV beoordeling: De beoordeling van de zodekwaliteit is gebaseerd op het standaardwerk De veiligheid van de primaire waterkeringen in Nederland (VTV 2004); bijlage 8-1 (kwaliteit graszode). 1 Bepaling zodekwaliteit op basis van beheertype (B1.1 bijlage 8). Het beheer van de onderzochte locaties wordt eens per twee weken geklepeld. Dit beheer komt overeen met gazonbeheer met een maximale bemesting van 70 kg N/ha. Op basis hiervan scoort de kwaliteit van de graszode Matig (eenvoudige methode van de cursus kwaliteitsbeoordeling dijkgrasland). 2 Bepaling zodekwaliteit op basis van vegetatiesamenstelling (B1.2 bijlage 8). De vegetatiesamenstelling en de bedekking van de zode van de onderzochte locaties komen overeen met de vegetatiesamenstelling W2 van de VTV. Op basis van deze vegetatiesamenstelling (W2), met een zodebedekking van >70%, scoort de kwaliteit van de graszode Matig. 3 Bepaling zodekwaliteit op basis van doorworteling (B1.3 bijlage 8). De doorworteling van de onderzochte locaties is ingevuld in het doorwortelingsdiagram van de VTV. Op basis van dit diagram scoort de kwaliteit van de graszode Matig (gedetailleerde methode van de cursus kwaliteitsbeoordeling dijkgrasland). Voor de eindbeoordeling van de erosiebestendigheid leidt toepassing van het voorschrift Toetsen op Veiligheid tot het volgende beeld. Aangezien 1 en 2 op de kwaliteitsscore Matig uitkomen, wordt de kwaliteitsscore bepaald door de doorworteling weergegeven. De eindscore van beide vakken komt op Matig, ondanks de zeer goede geslotenheid van de vegetatie, en de bijna goed scorende doorworteling. Onze veldindruk is dat de erosiebestendigheid van de dijk goed is, wat enigszins strijdig is met de score matig. Deze strijdigheid tussen veldindruk en VTV-score is al eerder gesignaleerd tijden een studiedag van DWW/Wetterskip Fryslan in het voorjaar van

110 Zode vak B, pq 4, met een bedekking van >70%. Referenties Verslag visuele inspectie zeedijk, d.d. 7 juni 2004 en aanvullend onderzoek Document m02, 11 juni 2004 Kwaliteitsbeoordeling van de graszode op de dijk Farnsum Alterra, Wageningen, april 2006 Heikes, J.B. en Zwang, L.W.A. (2006) Grondonderzoek locatie overslagproef zeedijk Delfzijl. Fugro Ingenieursbureau bv, Opdrachtnr