Dijkversterking Sleeuwijksedijk te Werkendam Uitgangspunten geotechnisch ontwerp buitendijkse varianten

Transcriptie

1 Dijkversterking Sleeuwijksedijk te Werkendam Uitgangspunten geotechnisch ontwerp buitendijkse varianten Waterschap Rivierenland 1 maart 2011 Conceptrapport 9S6258.E0

2

3 George Hintzenweg 85 Postbus AM Rotterdam +31 (0) Telefoon ++31 (0) Fax Internet Arnhem KvK Documenttitel Verkorte documenttitel Status Dijkversterking Sleeuwijksedijk te Werkendam Uitgangspunten geotechnisch ontwerp buitendijkse varianten Conceptrapport Datum 1 maart 2011 Projectnaam Projectnummer Opdrachtgever Referentie Dijkversterking Werkendam 9S6258.E0 Waterschap Rivierenland Auteur(s) Collegiale toets ir. C. Sevink ing. M. de Kant Datum/paraaf 1 maart 2011 b.a... Vrijgegeven door Martin Groenewoud Datum/paraaf 8 maart 2011.

4

5 INHOUDSOPGAVE 1 INLEIDING Algemeen Status Leeswijzer 1 2 PROJECTBESCHRIJVING Locatie Ontwerpvarianten 3 3 ONTWERPEISEN EN VEILIGHEIDSBENADERING Normfrequentie Gehanteerde normen en richtlijnen Planperiode Grondconstructies Constructies met EEM Discussie toe te passen rekenmethodiek Rekenmethodiek Werkendam Restprofiel / reststerkte benadering Veiligheid ontsluitingsweg (bereikbaarheid) 9 4 GRONDONDERZOEK EN PARAMETERS Uitgevoerd grondonderzoek Grondonderzoek laatste dijkversterkingen Grondonderzoek voorafgaand aan variantenstudie Grondonderzoek uitgevoerd tijdens variantenstudie Globale beschrijving grondopbouw Peilbuizen en waterspanningsmeters Schuifsterkte Plaxis parameters 15 5 ONTWERPBELASTINGEN EN KRUINHOOGTE Waterstandsverloop Hydraulische belasting Ontwerpwaterstanden Overige ontwerppeilen Ontwerphoogte (dijktafelhoogte) en aanleghoogte Waterspanningen Geohydrologie Verloop freatische lijn tijdens MHW Verloop freatische lijn tijdens val van MHW Stijghoogteverloop binnendijkse deklaag Verkeersbelasting 21 Blz. Conceptrapport - i - 1 maart 2011

6 6 OVERIGE UITGANGSPUNTEN Damwandoplossing Rivierwaartse verplaatsing bestaande waterkering 23 7 BEREKENINGEN Algemeen Stabiliteit bestaande waterkering Variant 1: Verankerde damwand zonder aanpassing geometrie Traject LA245 LA (Richter tot Kruisstraat ) Traject LA244 LA Traject LA LA Variant 4: Rivierwaartse verlegging van de waterkering Stappenplan ontwerpaanpak Variant 4a: Rivierwaartse verlegging Variant 4b: Rivierwaartse verlegging met onverankerde damwand Variant 4c: Rivierwaartse verlegging met verankerde damwand Oostelijke aansluiting op bestaande waterkering Verticaal draagvermogen Uitgangspunten Verticaal draagvermogen Variant Verticaal draagvermogen Variant 4c 37 8 SCHADERISICO BELENDINGEN DOOR INBRENGEN DAMWANDEN 39 9 SAMENVATTING BENODIGDE MAATREGELEN VERVOLGSTAPPEN LITERATUUR Gehanteerde bronnen Normen en richtlijnen 45 Bijlagen 1. Tekeningen variant 1: Verankerde damwand in binnenkruin 2. Tekeningen variant 4: Rivierwaartse verlegging in combinatie met (on)verankerde damwand 3. Waterschap Rivierenland, Afspraken overleg 11 mrt Notitie Risico s en beheersmaatregelen bij verankerde damwand als vervangende waterkering 5. Geotechnisch lengteprofiel 1 maart ii - Conceptrapport

7 1 INLEIDING 1.1 Algemeen 1.2 Status In het kader van het hoogwater beschermingsprogramma (HWBP) dient de dijkstrekking tussen LA241,25 en LA246,1 te worden verbeterd, zie Figuur 2.1. Dijkringgebied 24 is in beheer bij Waterschap Rivierenland. Dit rapport is de basis voor afronding van de variantenstudie. Sinds de start van de dijkverbetering in 2006, zijn meerdere varianten bekeken. Tijdens het laatste stuurgroepoverleg van 18 november 2010, is besloten te kiezen voor één van de twee buitendijkse varianten. Het doel van dit rapport is om de haalbaarheid van twee varianten aan te tonen en een inschatting te kunnen geven van de benodigde dimensies. De twee varianten zijn: Een versterking van de dijk door middel van het plaatsen van lange verankerde damwanden in de binnenkruin van de bestaande dijk; en Een beperkte rivierwaartse verplaatsing van de dijk waar nodig versterkt met een (on)verankerde damwand. Dit rapport heeft het niveau van een voorontwerp. Als gevolg van een langdurig afwegingsproces, waarbij diverse belanghebbenden op verschillende momenten inspraak hebben gehad en er gaande het proces steeds meer informatie is verzameld, heeft het rapport op een aantal punten een hoger uitwerkingsniveau dan van een voorontwerp zou worden verwacht. Dit rapport is een conceptrapport. 1.3 Leeswijzer In hoofdstuk 3 wordt de gehanteerde veiligheidsbenadering voor het dijkontwerp gepresenteerd. Er is een onderverdeling gemaakt tussen grondconstructies en verbetering door middel van constructieve elementen. Concreet wordt ingegaan op de rekenwijze van de constructies. Het beschikbare grondonderzoek en de te hanteren grondmechanische parameters staan in hoofdstuk 4. In Hoofdstuk 5 staat een samenvatting van de ontwerpbelastingen waaronder de hydraulische belasting, ontwerphoogte, geohydrologie en waterspanningen. De overige uitgangspunten staan in hoofdstuk 6. In hoofdstuk 7 worden de resultaten van de berekeningen per variant besproken. De conclusies staan in hoofdstuk 8. In hoofdstuk 9 volgt een samenvatting. Een aanbeveling voor vervolgstappen volgt in hoofdstuk 10. Tot slot wordt in hoofdstuk 11 een overzicht gegeven van de (technische) rapporten en leidraden die bij het ontwerp zijn gebruikt. Conceptrapport maart 2011

8

9 2 PROJECTBESCHRIJVING 2.1 Locatie De locatie van de dijkversterking ligt in de gemeente Werkendam in de provincie Noord- Brabant. De dijk maakt onderdeel uit van dijkringgebied 24 welke in beheer is bij Waterschap Rivierenland. Het dijkversterkingtraject loopt van LA241,25 tot aan LA246,1. Dit is het traject dat in de 3 e toetsronde is afgekeurd op binnenwaartse macrostabiliteit. Figuur 2.1: Situatietekening van projectlocatie met dijkpalen en locatie van de dwarsprofielen 2.2 Ontwerpvarianten Er zijn twee kansrijke varianten beschouwd: Variant 1 : Versterking van de bestaande waterkering door toepassen van een verankerde damwand in binnenkruin zonder aanpassing van de geometrie; Variant 4 : Rivierwaartse verlegging van de waterkering, indien nodig versterkt met verankerde of onverankerde damwand. Beide ontwerpvarianten zijn op een aantal plaatsen doorgerekend. De maatgevende dwarsprofielen bevinden zich ter plaatse van (Figuur 2.1): LA243+33; LA244+46; LA Conceptrapport maart 2011

10

11 3 ONTWERPEISEN EN VEILIGHEIDSBENADERING 3.1 Normfrequentie In de Waterwet is de wettelijke veiligheidsnorm vastgelegd als jaarlijkse overschrijdingskans van de buitenwaterstand. Voor dijkringgebied 24, Land van Altena, geldt een overschrijdingskans gelijk aan 1/2000 jaar (NORM). 3.2 Gehanteerde normen en richtlijnen De dijkverbetering wordt ontworpen op basis van de Leidraad Rivieren [L5] en onderliggende technische rapporten (zie hoofdstuk 11). In dit rapport wordt zowel een dijkverbetering in grond beschouwd (groene dijk) als een dijkverbetering door middel van het inbrengen van constructieve elementen. De grondconstructies zijn ontworpen conform Addendum Technisch Rapport Waterkerende Grondconstructies [L12]. De partiële materiaalfactoren voor de grondconstructies staan in paragraaf 3.4. De constructieve elementen zijn ontworpen aan de hand van een voor dit project opgestelde aanpak waarbij het kookboek lange damwanden (GeoDelft 2002) als basis is gebruikt. Deze methode is gebaseerd op EEM berekeningen. Hoewel de Leidraad Kunstwerken [L8] en het Technisch Rapport Kistdammen & Diepwanden in Waterkeringen [L9] voorzien in het rekenen met EEM, blijkt de daarin voorgestelde methode in de praktijk niet uitvoerbaar. Voor discussie zie paragraaf Planperiode De ontwerplevensduur en planperiode wordt overgenomen uit [L5] en [L8] en bedraagt voor: Constructies (kunstwerken) : 100 jaar Grondconstructies : 50 jaar Ten aanzien van corrosie wordt eveneens uitgegaan van een levensduur van 100 jaar. Kathodische bescherming op stalen damwanden is niet gewenst in verband met onderhoud. Voor stalen constructiedelen wordt in de berekeningen rekening gehouden met een afname van de staaldoorsnede door corrosie. Als gevolg van de corrosie wordt gedurende de levensduur (100 jaar) een afname van de wanddikte aangehouden van 2,1 mm (C4, buiten, matig agressief). Als gevolg van de corrosie zal de wanddikte afnemen en zal de sterkte en stijfheid van de wand evenredig verminderen. 3.4 Grondconstructies Het ontwerp van de grondconstructies verloopt analoog aan de gangbare ontwerpmethodiek conform Addendum TR Waterkering Grondconstructies [L12], inclusief nadere bepaling van de benodigde schematiseringsfactor. De veiligheidsfactor van de sterkte (γ R ) is een product van 4 partiële materiaalfactoren conform [L12]. De 4 partiële materiaalfactoren voor macrostabiliteit staan in Tabel 3.1 nader toegelicht. Conceptrapport maart 2011

12 Tabel 3.1: Gehanteerde partiële veiligheidsfactoren grondconstructies Factor Waarde Beschrijving Schematiseringsfactor γ b=1,1 De schematiseringsfactor is aangehouden op 1,1. Deze factor is Modelfactor γ d=1,0 γ d=1,05 afgeleid conform Stappenplan schematiseringsfactor van 15 maart 2010 (ARCADIS). Bij berekeningen met cirkelvormige glijvlakken is een modelfactor gehanteerd van 1,0. Bij berekeningen met langwerpige glijvlakken is een modelfactor gehanteerd van 1,05. Materiaalfactor γ m= variabel Er is gebruik gemaakt van de partiële materiaalfactoren uit tabel Addendum TRWG en uit tabel 3 NEN6740. De materiaalfactoren zijn verwerkt in de rekenwaarden voor de sterkte, zie grondparameters. Schadefactor γ n;hw=1,091 De schadefactor is bepaald aan de hand van de formules en γ n;nhw=1, Constructies met EEM Discussie toe te passen rekenmethodiek uit Addendum TRWG uitgaande van: dijkringlengte = 57,6 km normfrequentie = 1/2000 jaar. P f inst = 1,0 Indien het optreden van de instabiliteit samenhangt met het optreden van hoogwater is P f inst = 1,0 aangehouden. Indien het optreden van een instabiliteit niet samenhangt met het optreden van hoogwater is P f inst = 0,1 aangehouden. Een buitenwaartse instabiliteit als gevolg van hevige regenval of een val van hoogwater wordt beschouwd als een instabiliteit die niet samenhangt met het optreden van hoogwater. De constructieve elementen in deze dijkversterking worden bij voorkeur ontworpen aan de hand van (deterministische) eindige elementenberekeningen (EEM). Het is gebruikelijk waterkeringen te ontwerpen aan de hand van analytische berekeningen. Echter, door het toepassen van constructieve elementen in een geometrie met sterke variaties in de grond- en waterspanningen, zijn analytische berekeningen niet goed uitvoerbaar. Het Technisch Rapport Kistdammen & Diepwanden in Waterkeringen [L9] voorziet in een methode voor het ontwerpen van constructies met behulp van deterministische eindige elementen berekeningen (EEM). In de methode moet de uitkomst van het analytische model zonder constructies worden vergeleken met het EEM model met constructies. In de praktijk blijkt deze methode niet goed uitvoerbaar. De stabiliteit van de waterkering in de huidige situatie is nauwelijks vast te stellen met EEM. Dit komt doordat andere mechanismen maatgevend zijn ten opzichte van een glijvlak door de kruin van de dijk. Dit wordt deels veroorzaakt door de lage sterkte van het achterland in combinatie met het langzaam aflopende maaiveld (gemiddelde helling 1V:10H). In een opdrijfsituatie resulteert dit in rekenkundig bezwijken. De belangrijkste redenen hiervoor is dat de EEM berekening een volledig ander maatgevend mechanisme vindt dan de analytische berekening. 1 maart Conceptrapport

13 Aanpassing van de EEM berekening om het juiste mechanisme te vinden, leidt tot een aanzienlijke beïnvloeding van de sterkte in de passieve zone. In vergelijkbare projecten is door GeoDelft (tegenwoordig Deltares) gerekend volgens een door GeoDelft opgestelde methode voor dijkversterking met lange damwanden [R5]. De methode is opgesteld voor dijkversterking Bergambacht Schoonhoven na eerdere ervaringen bij Dijkversterking Nederlek. Sinds het uitbrengen van deze methode is er het nodige veranderd in de veiligheidsfilosofie en toepassing van EEM bij dijkversterkingen. In het kader van SBW wordt momenteel gewerkt aan een gestandaardiseerde rekenmethodiek voor macrostabiliteit met de Eindige Elementen Methode (EEM). De methode wordt vastgelegd in het Technisch Rapport Analyse Macrostabiliteit Dijken met de Eindige Elementen Methode (TRAMDEEM). Dit rapport is nog niet gepubliceerd en kan dus nog niet worden toegepast Rekenmethodiek Werkendam Om zoveel mogelijk aan te sluiten op vergelijkbare projecten is ervoor gekozen de constructieve elementen te ontwerpen aan de hand van een EEM berekeningen. De hierbij gehanteerde veiligheidsfilosofie is gebaseerd op de Leidraad Rivieren [L5] en Uitbreiding kookboek lange damwanden [R5]. Er wordt dus niet ontworpen volgens de Leidraad Kunstwerken [L8]. De toetsnorm voor de EEM berekeningen bestaat uit een aantal partiële factoren net als bij grondconstructies. De partiële factoren staan weergegeven in In beide bovengenoemde methodes [R5] en [L9], moet de uitkomst van het analytische model zonder constructies worden vergeleken met het EEM model met constructies. Voor Werkendam is ervoor gekozen om hiervan af te wijken omdat de EEM niet goed vergelijkbaar is met de analytische berekening zoals hierboven reeds genoemd (zie 3.5.1, Discussie toe te passen rekenmethodiek). Voor het bepalen van de toetsnorm is er van uitgegaan, dat er geen verschil is tussen de EEM berekening en de analytische berekening De maatgevende momenten en ankerkrachten worden bepaald, door in Plaxis de rekenstap te openen waarbij de ΣMsf in de laatste rekenstap voldoet aan de toetsnorm. De toetsnorm voor de EEM berekeningen staat voor drie schematiseringfactoren weergegeven in Tabel 3.3. Tabel 3.2. Bij grondconstructies en analytische modellen is het gebruikelijk om rekenwaarden voor de sterkte te hanteren. Dit is niet mogelijk bij EEM berekeningen omdat de stap waarin c en worden gereduceerd, te dicht bij de grens van numerieke instabiliteit liggen. Daarom wordt ervoor gekozen de sterkte op te schalen met een arbitrair gekozen factor van 1,5. In beide bovengenoemde methodes [R5] en [L9], moet de uitkomst van het analytische model zonder constructies worden vergeleken met het EEM model met constructies. Voor Werkendam is ervoor gekozen om hiervan af te wijken omdat de EEM niet goed vergelijkbaar is met de analytische berekening zoals hierboven reeds genoemd (zie 3.5.1, Discussie toe te passen rekenmethodiek). Conceptrapport maart 2011

14 Voor het bepalen van de toetsnorm is er van uitgegaan, dat er geen verschil is tussen de EEM berekening en de analytische berekening De maatgevende momenten en ankerkrachten worden bepaald, door in Plaxis de rekenstap te openen waarbij de ΣMsf in de laatste rekenstap voldoet aan de toetsnorm. De toetsnorm voor de EEM berekeningen staat voor drie schematiseringfactoren weergegeven in Tabel 3.3. Tabel 3.2: Partiële factoren EEM berekening Naam Factor Omschrijving Schadefactor 1,091 zie Tabel 3.1 Gehanteerde partiële veiligheidsfactoren Modelfactor 1,0 Aanbevolen modelfactor conform TRWG voor een rekenmodel volgens de eindige-elementenmethode (EEM). Partiële materiaalfactor variabel Factor is verdisconteerd in de rekenwaarden van de schuifsterkte, zie Tabel 3.1: Rekenwaarde schuifsterkte parameters constructies en grondconstructies. Schematiseringsfactor variabel De afgeleide schematiseringsfactor heeft uitsluitend betrekking op grondconstructies. Voor constructies zou een andere waarde moeten worden afgeleid. Gezien het gewenste tijdspad en uitwerkingsniveau is ervoor gekozen de berekening van de momenten en ankerkrachten uit te voeren bij verschillende veiligheidsniveaus door te variëren met de schematiseringsfactor. Opschaalfactor schuifsterkte 1,5 Om een stabiel EEM model te bouwen is de rekenwaarde voor de schuifsterkte verhoogd met een factor 1,5. Tabel 3.3: Toetsnorm EEM berekeningen Schematiseringsfactor Toetsnorm EEM (=γ n**γ d*γ schuifsterkte*γ b ) 1,1 1,09 * 1,0 * 1,5 * 1,1 = 1,80 1,2 1,09 * 1,0 * 1,5 * 1,2 = 1,96 1,3 1,09 * 1,0 * 1,5 * 1,3 = 2,13 De schematiseringsfactor bij gebruik van constructieve elementen wijkt af van de schematiseringsfactor bij grondconstructies. Het bepalen van de schematiseringsfactor in EEM berekeningen vergt de nodige tijd en inspanning. Verwacht wordt dat constructies minder gevoelig zijn voor de schematisering van grondopbouw en waterspanningen dan grondconstructies. Het lijkt daarom gerechtvaardigd om voorlopig uit te gaan van een factor 1,2. Vooralsnog wordt volstaan met het aangeven van de gevoeligheid van het damwandmoment en ankerkracht. In het DO dient de feitelijke schematiseringsfactor te worden vastgesteld. De berekende momenten in de damwand worden gezien als ontwerpwaarden. De ontwerpwaarde van de ankerkracht wordt berekend door de met Plaxis gevonden ankerkracht te vermenigvuldigen met een factor 1,25 conform het stappenplan uit CUR166: F = s; A; st; d 1, 25FA;max 1 maart Conceptrapport

15 3.5.3 Restprofiel / reststerkte benadering Om twee redenen is in enkele berekeningen een restprofiel benadering toegepast: Als het binnentalud onder maatgevende omstandigheden niet voldoende stabiel is, waardoor de vereiste stabiliteitsfactor niet gehaald wordt in de c-phi reductie; Als het langzaam aflopende achterland (gemiddelde helling 1V:10H) ervoor zorgt dat de stap waarin de grenspotentiaal wordt aangebracht, niet goed convergeert. De damwand staat in de binnenkruin en voorkomt dat glijvlakken kunnen ontstaan die in de kruin insnijden. De damwand heeft echter geen invloed op de stabiliteit van het binnentalud. Indien glijvlakken in het binnentalud insnijden dan kunnen deze een stabiliteitsfactor hebben die lager ligt dan de vereiste stabiliteitsfactor. In dat geval dient de geometrie aangepast te worden. Voor een goede bepaling van het maatgevend moment zou het verdedigbaar zijn om een aangepaste geometrie te kiezen (na bezwijken) en de sterkte van de afschuivende moot grond te verlagen tot een remoulded strength. Het vaststellen van de afmetingen van het restprofiel en de (residuele) sterkte en stijfheid van geroerde grond laat zich in dit stadium moeilijk generiek vastleggen. Bij het aanpassen van de geometrie zou in eerste instantie een inschatting gemaakt moeten worden van de grootte van de verplaatsingen. Vervolgens zou een inschatting gemaakt kunnen worden van de ligging van het glijvlak eventueel gecombineerd met het samendrukken van slappe lagen in de drukstaaf in het achterland. Deze aanpassingen zouden zeer arbitrair en onbetrouwbaar zijn als gevolg van opdrijven van het achterland. Na afschuiven van het binnentalud zal er een zone ontstaan waarin gerekend moet worden met een zogenaamde remoulded strength. Deze zone (shear band) heeft een bepaalde breedte en loopt langs het ontstane glijvlak. Het materiaal dat zich boven de shear band in de afgeschoven grond bevindt heeft zijn originele, ongeroerde sterkte behouden. Het materiaal in de shear band is sterk vervormd en dient als geroerd te worden beschouwd. De sterkte-eigenschappen van geroerde grond is lager dan de sterkte die het had in de ongeroerde staat en in de laboratoriumproeven is vastgesteld. De breedte van de shear band is een belangrijke parameter als hiermee gerekend gaat worden. Deze is echter niet met voldoende betrouwbaarheid in te schatten. In de berekeningen wordt uitgegaan van een restprofiel waarbij de kruin van de afglijdende moot grond na afschuiving is gedaald tot eenderde van het oorspronkelijke hoogteverschil met het achterliggende maaiveld. Voor de sterkte wordt uitgegaan van de ongeroerde sterkte, zie Tabel 4.1 en Tabel Veiligheid ontsluitingsweg (bereikbaarheid) De Sleeuwijksedijk is een verkeersweg op de kruin van de bestaande waterkering. Deze weg heeft een regionale ontsluitingsfunctie en doet in extreme gevallen dienst als vluchtroute. Op plaatsen waar een constructie wordt aangebracht wordt automatisch de stabiliteit van de weg over de Sleeuwijksedijk gewaarborgd aangezien de constructieve elementen aan de binnendijkse zijde worden geplaatst. Conceptrapport maart 2011

16 Daar waar geen constructieve elementen worden toegepast, wordt voor de stabiliteit van de weg over de Sleeuwijksedijk tijdens maatgevende waterstanden, een lagere veiligheid geaccepteerd dan voor de waterkering. Deze veiligheidsbeschouwing loopt analoog aan die van de grondconstructies met het verschil dat de schadefactor gelijk wordt gesteld aan 0,9. Dit komt overeen met hetgeen aanbevolen wordt in [L11]. De overige partiële factoren worden gelijk gesteld aan de waarden uit Tabel maart Conceptrapport

17 4 GRONDONDERZOEK EN PARAMETERS 4.1 Uitgevoerd grondonderzoek Grondonderzoek laatste dijkversterkingen Het grondonderzoek dat is uitgevoerd voor de dijkversterking eind jaren 70 en begin jaren 80 is bewaard gebleven. Het betreft een gefaseerd onderzoek, uitgevoerd door Fugro. De fasering is gebaseerd op de volgorde van de toentertijd uitgevoerde versterking van de Merwededijk. Per fase is zowel veld- als laboratoriumonderzoek uitgevoerd. Het veldonderzoek is grofmazig met één onderzoekspunt of -raai per 200 à 500 m dijklengte. Dit geeft een goede eerste indicatie van de grondopbouw, maar is onvoldoende voor het ontwerp van de huidige dijkversterking. Het laboratoriumonderzoek is toegespitst op de bepaling van de sterkte en samendrukbaarheid van de ondergrond. Het sterkte onderzoek heeft enkele beperkingen en voldoet niet aan de vigerende leidraden. De sterkte is bepaald op basis van de resultaten uit triaxiaalproeven (CIU) uitgaande van de bezwijkwaarde. Dit houdt in dat de sterkte is bepaald bij hoge, per proef verschillende, rekpercentages. Volgens de vigerende leidraden is deze methode niet meer toegestaan. De actuele partiële materiaalfactoren [L11] kunnen; alleen worden gebruikt voor triaxiaalproeven met rekpercentages tussen 2% en 5%; Het is onduidelijk of het enkeltraps of meertraps triaxiaalproeven zijn geweest. Gezien de hoge deformatie per belastingtrap wordt ervan uitgegaan dat het enkeltraps proeven zijn geweest; Er is geen informatie over het grondgedrag in de vorm van een spanningspad. Aanvankelijk was het uitgangspunt om voor het stabiliteitonderzoek uit te gaan van de geotechnische parameters van het bestaande grondonderzoek uit de jaren 80. In 2007 is echter besloten om de geotechnische parameters opnieuw vast te stellen bij 2% verticale rek, zie paragraaf 4.4. De op deze wijze verkregen sterkteparameters kunnen worden gebruikt voor de variantenstudie. Voor een definitief ontwerp is de kwaliteit van het onderzoek onvoldoende. Geadviseerd wordt om een nieuw laboratoriumonderzoek op te zetten dat voldoet aan de vigerende technische rapporten en richtlijnen Grondonderzoek voorafgaand aan variantenstudie Voorafgaand aan de variantenstudie is in 2006 door Inpijn-Blokpoel veldonderzoek uitgevoerd. Dit veldonderzoek bestond uit: 25 sonderingen waarvan 2 buiten het projectgebied. Er zijn 13 sonderingen uitgevoerd onder gelijktijdige meting van de waterspanning; 9 (hand)boringen tot een diepte van 5 m-mv; 8 handboringen als voorboring bij de sonderingen tot een diepte van 2 m-mv. Op de meeste sondeerlocaties is zowel buiten- als binnendijks een tussenzandlaag aangetroffen waarvan de aanwezigheid tot dan toe onbekend was. Op basis van het uitgevoerde veldonderzoek is een geotechnisch lengteprofiel opgesteld (Bijlage 5). Conceptrapport maart 2011

18 4.1.3 Grondonderzoek uitgevoerd tijdens variantenstudie Tijdens de variantenstudie is door Wiertsema & Partners aanvullend grondonderzoek uitgevoerd: 8 mechanische boringen uitgevoerd in 2 raaien ten behoeve van plaatsing peilbuizen; 12 waterspanningsmeters, verdeeld over eerste watervoerende pakket en hoger gelegen tussenzandlaag; Nat volumegewicht van ongeroerde monsters; Beperkt laboratoriumonderzoek in het kader van SBW. De boringen zijn toegevoegd aan het geotechnisch lengteprofiel (Bijlage 5). De onderzoeksresultaten hebben geen aanleiding gegeven om de eerder aangehouden schematisering van de grondlagen aan te passen. 4.2 Globale beschrijving grondopbouw De grondopbouw onder de dijk bestaat uit een deklaag die bestaat uit een 10 tot 12 m dik klei- en veenpakket. De bovenkant van het diepe zand ligt ongeveer op NAP -12 m. Plaatselijk wordt de deklaag doorsneden door een relatief diep gelegen tussenzandlaag. Onder de dijk wordt nauwelijks humeus materiaal aangetroffen net als bij de oostelijke aansluiting. Buitendijks bestaat de deklaag uit zandige klei. 4.3 Peilbuizen en waterspanningsmeters In de maanden februari en maart 2010 is de stijghoogte in de peilbuizen gemeten. De resultaten staan weergegeven in Figuur 4.1 en Figuur 4.2. In de metingen is de getijdenbeweging goed waarneembaar. De meetperiode bevat één golf als gevolg van een verhoogde rivierafvoer. Raai 1: LA243 (Figuur 4.1) De stijghoogte in de tussenzand bij B13-f1 reageert zonder noemenswaardige vertraging op de rivierwaterstand. De tussenzandlaag staat dus in direct contact met de buitenwaterstand en wordt als watervoerend beschouwd; De gemeten stijghoogte in de tussenzandlaag bij B13-f1 is nagenoeg gelijk aan de stijghoogte in het diepe zand (B13-f2). Tijdens maatgevend hoogwater wordt verwacht dat de stijghoogte in de tussenzandlaag gelijk zal zijn aan de stijghoogte in het diepe zand; De metingen in B14 en B15-f1 (tussenzandlaag) zijn niet bruikbaar. De metingen in B16 zijn bruikbaar vanaf 4 maart 2010 net na de piek in de afvoergolf; De metingen bij B15-f2 (diepe zand) zijn zeer goed vergelijkbaar met B13-f2 (diep); De metingen bij B16 (diepe zand) zijn goed vergelijkbaar met B13-f2 maar vallen wel iets lager uit. Dit valt te verklaren doordat B16 meer binnendijks is gelegen; De stijghoogte in het diepe zand bij GHW bedraagt ongeveer NAP +0,5 m à 0,6 m. 1 maart Conceptrapport

19 Peilbuismetingen in raai 2 nabij LA243 & rivierwaterstand bij Werkendam 2,0 2,0 1,5 1,5 Stijghoogte [m+nap] 1,0 0,5 0,0 1,0 0,5 0,0-0,5-0,5-1,0-1, : : : : : : : :00 B13 f1 B13 f2 B14 B15 f1 B15 f2 B16 rivier Figuur 4.1: Stijghoogtemetingen peilbuizen raai 2 (LA243) februari - maart Raai 2: LA (Figuur 4.2) De stijghoogte in de tussenzandlaag bij B3 (B3-f1) laat een sterk afgezwakte getijdenbeweging zien. De variatie in stijghoogte is kleiner dan 0,05 m; De stijghoogte in de tussenzandlaag bij B3 (B3-f1) is aanzienlijk lager dan in het diepe zand (B3-f2). Blijkbaar is er sprake van een grotere stromingsweerstand door de tussenzandlaag waardoor de stijghoogte lager uitvalt; In de tussenzandlaag (B3-f1) is er een kleinere toename van de stijghoogte als gevolg van de verhoogde rivierafvoer dan in het diepe zand (B3-f2). De vorm van de verhoogde rivierafvoer is overigens wel goed te zien in de metingen bij B3-f1; De gemeten stijghoogte in de tussenzandlaag bij B5 is nagenoeg gelijk aan de metingen in B3-f1. Hiermee wordt het beeld bevestigd dat er in de tussenzandlaag een grotere stromingsweerstand aanwezig is dan in het diepe zand. De lagere stijghoogte lijkt dus niet veroorzaakt te worden door een verstopt filter; De stijghoogte in het diepe zand bij GHW bedraagt ongeveer NAP +0,3 m. Conclusie De gemeten stijghoogte in raai 2 (LA243) is aanzienlijk hoger dan in raai 1 (LA244+50); De tussenzandlaag is zowel in raai 1 als in raai 2 watervoerend; De stijghoogte in de tussenzandlaag in raai 2 (LA243) is nagenoeg gelijk aan de stijghoogte in het diepe zand; De stijghoogte in de tussenzandlaag in raai 1 (LA244+50) is lager dan de stijghoogte in het diepe zand. Het lijkt er dus op dat de insteekhaven invloed heeft op de lokale grondwaterstroming. In het ontwerp zal nabij de insteekhaven rekening gehouden moeten worden met een hogere stijghoogte in het watervoerend pakket dan in het westelijk deel van het projectgebied. Conceptrapport maart 2011

20 Peilsbuismetingen in raai 1 nabij LA & rivierwaterstand bij Werkendam 2,0 2,0 1,5 1,5 Stijghoogte [m+nap] 1,0 0,5 0,0 1,0 0,5 0,0-0,5-0,5-1,0-1, : : : : : : : :00 B6 f1 B5 B3F2 B3F1 rivier Figuur 4.2: Stijghoogtemetingen peilbuizen raai 1 (LA244+50) februari - maart Schuifsterkte De schuifsterkte is afgeleid uit de laboratoriumproeven, Fugro 1979 (zie ook kader paragraaf 4.1.1). In Figuur 4.3 staan de karakteristieke waarden voor de schuifsterkte voor 2 grondsoorten: Klei, zandige klei; Veen en humeuze klei. 50 Karakteristieke waarde van de schuifsterkte conform methode TRWG samengevoegd grondonderzoek fase III & fase IV (DR24) VEEN, proevenverzameling bij 2% KLEI, proevenverzameling bij 2% VEEN, interpretatie proevenverzameling bij 2% KLEI, interpretatie proevenverzameling bij 2% 40 γ m,φ = 1,0 (klei) γ m,c = 1,0 (klei) schuifsterkte [kpa] γ m,φ = 1,0 (veen) γ m,c = 1,0 (veen) 10 Tension cut-off points normaalspanning [kpa] Figuur 4.3: Karakteristieke waarde voor de schuifsterkte van Klei/zandige klei en Veen/humeuze klei, afgeleid bij 2% verticale rek. 1 maart Conceptrapport

21 In Tabel 4.1 zijn alle toe te passen grondparameters samengevoegd weergegeven. Tabel 4.1: Rekenwaarde schuifsterkte parameters constructies en grondconstructies Grondlaag Volumegewicht Representatief Rekenwaarde γ sat [kn/m 3 ] γ nat grondconstructie Rekenwaarde constructies c c c [kn/m 3 ] [kpa] [ ] [kpa] [ ] [kpa] [ ] Bekleding *) ,5 3,3 19,0 3,1 18,4 Dijkmateriaal klei *) ,5 3,3 19,0 3,1 18,4 Dijkmateriaal zand *) ,5 0,0 28,0 0,0 27,0 Klei en Klei zandig σ v < 45 kpa 0 26,6 0,0 22,6 0,0 21,8 σ v > 45 kpa 9,5 16,1 7,6 13,6 5,8 13,1 Veen en Klei, humeus σ<40 kpa 0 20,7 0,0 16,8 0,0 16,8 σ>40 kpa 8 11,3 5,3 9,1 4,9 9,1 Tussenzandlaag *) ,5 0,0 23,5 0,0 22,6 Pleistoceen zand *) ,5 0,0 28,0 0,0 27,0 *) bron: NEN6740:2006, tabel 1 [L3] 4.5 Plaxis parameters In Plaxis zijn andere parameters gebruikt dan in de MStab sommen. Zo is de sterkte van de grond vermenigvuldigd met een factor 1,5 zoals staat beschreven in paragraaf 3.5. De krachten in de damwand zijn naast de sterkte van de grond, ook afhankelijk van de stijfheidseigenschappen. In de Plaxis berekeningen is uitgegaan van de sterkte- en stijfheden uit Tabel 4.2. Tabel 4.2: Sterkte- en stijfheidparameters Plaxis berekeningen Grondlaag Volumegewicht Stijfheid *) Rekenwaarde schuifsterkte γ sat γ nat E ν c [kn/m 3 ] [kn/m 3 ] [kn/m 2 ] [-] [kpa] [ ] Bekleding ,3 5 27,3 Dijkmateriaal klei ,3 5 27,3 Dijkmateriaal zand ,3 0,1 38,6 Klei en Klei zandig ,3 σ v < 45 kpa 0,1 31 σ v > 45 kpa 8,7 19,2 Veen en Klei, humeus ,3 σ<40 kpa 0,1 24,4 σ>90 kpa 8 13,5 Tussenzandlaag ,3 0,1 33,1 Pleistoceen zand ,3 0,1 38,6 *) Er is gerekend met het Mohr-Coulomb model Conceptrapport maart 2011

22

23 5 ONTWERPBELASTINGEN EN KRUINHOOGTE 5.1 Waterstandsverloop Ten behoeve van dit ontwerp is door Deltares een nieuwe waterstandsverlooplijn bepaald, zie Figuur 5.1. In de figuur is tevens het vereenvoudigde waterstandsverloop te zien dat is gebruikt in de WATEX berekeningen (zie paragraaf 5.4.1). Nieuwe Merwede, km.raai 960, Werkendam 6,0 5,0 4,0 Waterstand [m+nap] 3,0 2,0 1,0 0, Tijd [uren t.o.v. piek] Figuur 5.1: Waterstandverlooplijn Nieuwe Merwede, km.raai 960, Werkendam (Deltares 2010) 5.2 Hydraulische belasting Ontwerpwaterstanden Voor de maatgevende waterstand en kruinhoogte is uitgegaan van de afspraken uit het overleg van 11 maart 2010 (zie Bijlage 3). De ontwerpwaterstanden staan weergegeven in Tabel 5.1. Tabel 5.1: Ontwerpwaterstanden Waterstand / toeslag Planperiode tot 2060 Planperiode tot 2110 bestaande en nieuwe dijk Toetspeil HR 2006 HR 1996 NAP + 4,80 m NAP + 4,65 m Invloed RvR en klimaat - 0,30 m Toeslag onzekerheden + 0,30 m Peilverhoging + 1,00 m Ontwerpwaterstand NAP + 4,80 m NAP + 5,65 m Conceptrapport maart 2011

24 5.2.2 Overige ontwerppeilen Gemiddeld hoogwater (GHW) op de rivier wordt aangehouden op NAP +1,23 m. Dit is gelijk aan de waterstand bij Vuren bij gemiddeld tij en gemiddelde afvoer (2200 m 3 /s). De gemiddelde stijghoogte in de watervoerende lagen is moeilijk vast te stellen door een relatief grote ruimtelijke spreiding. Er is uitgegaan van NAP +0,5 m (zie paragraaf 4.3). Het gereguleerde zomer- en winterpeil bedragen respectievelijk NAP -1,6 m en -1,9 m. In de berekeningen wordt de binnendijkse grondwaterstand aangehouden op 0,5 m onder maaiveld. Voor de modellering van het stijghoogteverloop in de binnendijkse deklaag wordt uitgegaan van een stationair verloop van de freatische lijn op NAP -1,6 m naar NAP +0,5 m in de watervoerende lagen. 5.3 Ontwerphoogte (dijktafelhoogte) en aanleghoogte Gezien de lengte van het dijkvak wordt uitgegaan van een uniforme kruinhoogte en aanleghoogte. In Tabel 5.2 staat de benodigde kruinhoogte weergegeven voor een bestaande en een nieuwe dijk met een planperiode van 50 jaar en de benodigde kruinhoogte behorend bij een planperiode van 100 jaar. Tabel 5.2: Ontwerpkruinhoogte en aanleghoogte Benodigde kruinhoogte Planperiode tot 2060 Planperiode tot 2060 Planperiode tot 2110 bestaande dijk nieuwe dijk Toetspeil HR 2006 HR 2006 HR 1996 NAP + 4,80 m NAP + 4,80 m NAP + 4,65 m Invloed RvR en klimaat - 0,30 m - 0,30 m Waakhoogte + 1,10 m + 1,10 m + 1,10 m Peilverhoging + 1,00 m Ontwerphoogte NAP + 5,60 m NAP + 5,60 m NAP + 6,75 m Overhoogte + 0,30 m + 0,50 m Aanleghoogte NAP + 5,90 m NAP + 6,10 m NAP + 6,75 m In de stabiliteitsberekeningen is een kruinhoogte aangehouden van NAP +6,10 m zonder rekening te houden met zetting van de ondergrond. 5.4 Waterspanningen Geohydrologie Op basis van de peilbuismetingen (paragraaf 4.3) is geconcludeerd dat de grondwaterstroming een sterk driedimensionaal karakter heeft. Het verdient aan te bevelen gebruik te maken van een geohydrologische schematisering die hier rekening mee houdt. De voorbereidingen voor een dergelijke geohydrologische schematisering zijn in gang gezet. Echter, gezien de beschikbare tijd is het niet mogelijk de resultaten hiervan in deze fase mee te nemen. 1 maart Conceptrapport

25 In plaats van een volledige geohydrologische schematisering is met behulp van het programma WATEX en de resultaten uit de peilbuismetingen, voor beide peilbuisraaien, het waterstandsverloop over de waterkering bepaald. Het verloop van de stijghoogte in het eerste watervoerende pakket is voor beide raaien weergegeven in Figuur 5.2. Waterstandsverloop 6 raai hm243 (niet-stationair) raai hm243 (stationair) raai hm244,5 (niet-stationair) raai hm244,5 (stationair) 5 Stijghoogte [m+nap] Afstand [m] t.o.v. buitenkruin (positief is binnendijks) Figuur 5.2: Stijghoogteverloop tijdens MHW 2060 nabij LA243 en LA244, Verloop freatische lijn tijdens MHW De freatische lijn in de waterkeringen is bepaald op basis van Technisch Rapport Waterspanningen bij Dijken [L13]. Het verloop van de freatische lijn wordt bepaald op basis van geval 2A waarbij de deklaag c.q. bekleding op het talud van de waterkering als een dichte bekleding wordt beschouwd. De freatische lijn, zoals getekend in Figuur 5.3 verloopt van C1 via C2 en D1 naar E2. Het toepassen van een dichte bekleding stelt eisen aan de waterdoorlatendheid van de bekleding. Figuur 5.3: Freatisch vlak voor gevallen 2A [L13] Conceptrapport maart 2011

26 De freatische lijn in het achterland wordt aangehouden op 0,50 m onder maaiveld. Over bijna de gehele lengte van het te verbeteren traject is een binnendijkse sloot aanwezig. Aan de oostelijke rand van het projectgebied, bij LA241, ligt de sloot het dichtst op de waterkering op circa 35 m van de binnenteen. Bij LA244 ligt de sloot al bijna 70 m van de binnenteen Verloop freatische lijn tijdens val van MHW Aangenomen wordt dat de buitenwaterstand na een periode van hoogwater terug kan vallen van MHW naar GHW (NAP +1,23m). De freatische lijn in de kern van de dijk is gelijk aan de situatie bij maatgevend hoogwater. De stijghoogte wordt in de gehele doorsnede hydrostatisch verondersteld Stijghoogteverloop binnendijkse deklaag Onder normale omstandigheden is er een kwelsituatie als gevolg van een gereguleerd polderpeil dat lager is dan de stijghoogte in de watervoerende lagen onder de deklaag. Uit de peilbuismetingen blijkt dat de stijghoogte in de watervoerende lagen varieert tussen NAP +0,5 m en NAP -0,5 m. Het gereguleerde polderpeil bedraagt in de zomer NAP -1,6 m en in de winter NAP -1,9 m. Voor de berekeningen wordt uitgegaan van een stationair stijghoogteverloop over de deklaag van NAP +0,5 m aan de onderzijde tot NAP -1,6 m aan de bovenzijde van de deklaag. Onder maatgevende omstandigheden zal de stijghoogte in de watervoerende lagen toenemen waardoor een sterkere kwelstroom zal ontstaan. Doordat de maatgevende situatie slechts enkele uren stand houdt, zal zich echter geen nieuwe stationaire situatie kunnen ontwikkelen. De indringingslengte vanuit de watervoerende lagen wordt aangehouden op 1,5 m. Boven dit niveau zal de stijghoogte niet wijzigen ten opzichte van de stijghoogte onder normale omstandigheden. Onder dit niveau zal de stijghoogte lineair verlopen van de lokale stijghoogte in het watervoerend pakket tot de stationaire stijghoogte, zie Figuur 5.4. Figuur 5.4: Waterspanningen in watervoerend pakket voor geval 1A en 2A [L13] 1 maart Conceptrapport

27 5.5 Verkeersbelasting Op de waterkering wordt een verkeersbelasting van 13 kn/m 2 (rekenwaarde) in rekening gebracht over een breedte van 2,5 m. De verkeersbelasting wordt in de cohesieve lagen ongedraineerd aangebracht. In MStab is een spreidingshoek aangehouden van 30. Conceptrapport maart 2011

28

29 6 OVERIGE UITGANGSPUNTEN 6.1 Damwandoplossing Aanbrengen ankers niet toegestaan onder percelen van particulieren, indien ankers worden geplaatst moet het perceel waar de ankers zich bevinden in eigendom worden verkregen d.m.v. grondverwerving; De damwanden worden in de huidige binnenkruin geplaatst. Dit geldt voor beide varianten, zowel bij een rivierwaartse verplaatsing van de waterkering als bij de verbetering zonder aanpassing van de geometrie. De reden voor deze positie is als volgt: Verankerde damwand zonder aanpassing van de bestaande geometrie. De verkeersweg op de kruin van de dijk heeft een ontsluitende functie die ook tijdens maatgevende omstandigheden in stand dient te worden gehouden, zie paragraaf 3.6. Er zal niet langs het gehele tracé aan deze eis voldaan kunnen worden als de damwand in de buitenkruin zal worden geplaatst; Rivierwaartse verlegging van de waterkering versterkt met damwand. In voorgaande studies is getracht zoveel mogelijk te proberen verankering van de damwand te voorkomen. Indien de damwand in de huidige buitenkruin wordt geplaatst, dan zal deze altijd verankerd moeten worden. Na een rivierwaartse verlegging van 25 m, zal deze locatie op de overgang van het binnentalud naar de binnenberm komen te liggen. Om schade aan bebouwing te voorkomen kan in de volgende fase (DO) een afweging gemaakt worden tussen risico op schade aan bebouwing en het risico van zetting op ankerstangen. Gezien de beschikbare tijd en detailniveau kan dit niet in deze fase worden uitgevoerd; Voor de ruimtelijke inpassing van de ankers en berekening van de ankerkracht wordt het volgende aangehouden: De ankers worden aangebracht onder een hoek van 45 graden en krijgen een verankeringslengte van circa 8 m; De damwandplanken zullen niet aaneengesloten worden ingebracht. Na iedere twee planken wordt een halve plank tussenruimte aangehouden, zie Figuur 6.1. Hierdoor wordt de grondwaterstroming zo min mogelijk beïnvloed. Er wordt rekening gehouden met een reductie van de opneembare capaciteit tot 80% van de capaciteit bij volledige versterking; Doordat de damwandplanken niet aaneengesloten staan wordt uitgegaan van één anker per twee planken. 6.2 Rivierwaartse verplaatsing bestaande waterkering De maximaal toegestane rivierwaartse verplaatsing van de waterkering bedraagt 25 m. Uit hydraulische berekeningen blijkt dat tot 25 m verplaatsing, er geen invloed op de rivierwaterstand te verwachten is; De aansluiting wordt niet apart ontworpen. In het traject waar versterking door middel van constructieve elementen wel noodzakelijk is, maar waar het niet mogelijk is de waterkering 25 m rivierwaarts te verplaatsen, wordt uitgegaan van de uitkomsten bij variant 1; Zetting op ankerstangen dient zoveel mogelijk te worden vermeden. Gezien de locatie van de damwand, de aanwezige grondopbouw en het gedeeltelijk verwijderen van de bestaande dijk, wordt vooralsnog niet verwacht dat zetting op ankerstangen tot een grote belasting op het anker zal leiden. Conceptrapport maart 2011

30 Figuur 6.1: Voorbeeld van niet aaneengesloten plaatsing van damwandschermen in een waterkering, Dijkverbetering Krimpenerwaard maart Conceptrapport

31 7 BEREKENINGEN 7.1 Algemeen In dit hoofdstuk is een samenvatting gegeven van de rekenresultaten per variant. De berekeningen hebben alleen betrekking op het faalmechanisme binnenwaartse macrostabiliteit. De overige faalmechanismen worden geacht geen invloed te hebben op de afweging van de varianten. In het definitief ontwerp zal wel nader naar deze mechanismen moeten worden gekeken. In paragraaf 7.2 wordt de stabiliteit van de huidige waterkering besproken op basis van de gewijzigde uitgangspunten sinds het voorjaar van De voornaamste wijzigingen betreffen de informatie over het volumegewicht van de deklaag en het stijghoogteverloop in het watervoerend pakket. Paragraaf 7.3 bespreekt de resultaten van variant 1, de verankerde damwand zonder aanpassing van de geometrie. De berekeningen voor variant 1 zijn uitgevoerd conform paragraaf 3.5. Paragraaf 7.4 geeft de resultaten van variant 4, waarbij zoveel mogelijk gebruik is gemaakt van de mogelijkheid tot het rivierwaarts verleggen van de waterkering. Het hiervoor gebruikte stappenplan staat beschreven in paragraaf Stabiliteit bestaande waterkering De binnenwaartse macrostabiliteit van de huidige waterkering is op 2 plaatsen berekend, namelijk bij LA en bij LA245+56, zie figuur Figuur 2.1. De rekenresultaten zijn samengevat in Tabel 7.1. De maatgevende glijvlakken zijn weergegeven in Figuur 7.1 en Figuur 7.2. Opgemerkt wordt dat deze berekeningen niet te vergelijken zijn met de toetsing conform VTV2006. De toetsing is namelijk uitgevoerd op basis van andere uitgangspunten. Tabel 7.1: Rekenresultaten stabiliteit bestaande waterkering Dwarsprofiel MHW Potentialen Opdruk- FS (eis 1,20) Bestandsnaam [m+nap] veiligheid Bishop Van *) LA ,80 theoretisch 0,95 à 0,87 0,87 9S6258E0_csev20_hm sti o.b.v. raai 1 1,25 (0,83) LA ,80 theoretisch o.b.v. raai 1 1,15 à 1,40 1,06 1,26 (1,20) 9S6258E0_csev19_hm sti (ULV berekend a.h.v. diep glijvlak) *) berekend met Uplift Van model in MStab De stabiliteit van de bestaande waterkering bij LA is onvoldoende, ook als wordt uitgegaan van de instationaire stijghoogte op basis van het peilbuizen onderzoek. Het blijkt dat diepe glijvlakken, op het grensvlak van de deklaag en het eerste watervoerend pakket, nagenoeg cirkelvormig zijn. Langwerpige glijvlakken die op het grensvlak van de deklaag en de ondieper gelegen tussenzandlaag afglijden hebben ongeveer dezelfde stabiliteit als de diepe glijvlakken. Conceptrapport maart 2011

32 T1 Dijkmateriaal (klei) 2) klei - klei, zandig klei veen (2) - klei, - klei, zandig humeus (1) (1) veen klei - klei, klei, zandig humeus (2) veen - (2) klei, humeus veen (2) - klei, humeus (2) ei klei - klei, zandig klei veen (2)- klei, - klei, zandig humeus (2) (2) klei - klei, - klei, zandig zandig (2) (2) ei tussenzandlaag - klei, zandig (2) tussenzandlaag tussenzandlaag veen - klei, humeus veen veen (2) - klei, - klei, humeus humeus (2) (2) ei veen - klei, - klei, zandig humeus (2) (2) Pleistoceen klei - klei, zandig (1) veen - klei, humeus (1) veen veen klei - klei, klei, zandig humeus humeus (1) (1) (1) veen tussenzandlaag - klei, humeus (1) veen klei, humeus (1) Figuur 7.1: Maatgevend glijvlak dwarsprofiel LA244+46, FS = 0,87 Het blijkt dat bij LA langwerpige en diepe glijvlakken niet maatgevend zijn. Dit wordt mede veroorzaakt door een relatief hoge opdrukveiligheid (γ opdruk =1,4 aan de binnenteen, γ opdruk =1,15 op 35 m achter de binnenteen). Toch is er onvoldoende veiligheid en is versterking noodzakelijk. T1 Dijkmateriaal (klei) klei veen - klei, - klei, zandig humeus (1) klei - klei, zandig (2) (1) klei - klei, zandig (2) klei klei, zandig (1) veen klei, humeus veen (2)- klei, humeus (2) veen - klei, humeus (2) klei - klei, zandig (2) klei - klei, zandig klei (2) - klei, zandig (2) klei - klei, zandig (2) klei veen - klei, humeus (2) veen veen - klei, - klei, humeus humeus (2) (2) veen - klei, - klei, zandig humeus (2) (2) Pleistoceen klei - klei, zandig (1) veen - klei, humeus (1) klei - klei, zandig (1) veen - klei, humeus (1) klei - klei, zandig (1) veen klei, humeus (1) veen - klei, humeus (1) Figuur 7.2: Maatgevend glijvlak dwarsprofiel LA245+56, FS = 1,06 Conclusie Op basis van de berekende stabiliteit bij LA en LA wordt geconcludeerd dat langs het gehele tracé (LA tot en met LA246+10) een versterkingsmaatregel moet worden toegepast. 1 maart Conceptrapport

33 7.3 Variant 1: Verankerde damwand zonder aanpassing geometrie Traject LA245 LA (Richter tot Kruisstraat ) Dit traject ligt tussen Richter en de westelijke aansluiting. De damwand staat hier in de binnenkruin. Het blijkt dat een onverankerde damwand in de binnenkruin geen haalbare oplossing is. Het moment in de damwand wordt zeer groot (plastisch), ondanks de relatief hoge opdrukveiligheid van het achterland. De rekenresultaten van de onverankerde damwand staan samengavet in Tabel 7.2 en Figuur 7.3. De resultaten van de verankerde damwand staan in Tabel 7.3 en Figuur 7.4. Tabel 7.2: Rekenresultaten voor onverankerde damwand in binnenkruin ter plaatse van LA (bestandsnaam: Sleeuwijksedijk_hm245+56_rev1) Profiel Inheidiepte Step Msf M rep (veld/inklem) V rep u xx F anker;rep [m+nap] [knm/m] [kn/m] [mm] [kn/m] AZ , *) n.v.t. AZ , *) n.v.t. AZ n.v.t. > 2,13 n.v.t. n.v.t. n.v.t. n.v.t. *) plastisch moment Figuur 7.3: Vervormde geometrie en buigend moment in de damwand bij step 45 (Msf=1,804) voor onverankerde damwand ter plaatse van LA (bestandsnaam: Sleeuwijksedijk_LA245+56_rev1) Conceptrapport maart 2011

34 Tabel 7.3: Rekenresultaten voor verankerde en onverankerde damwand in binnenkruin ter plaatse van LA (bestandsnaam: Sleeuwijksedijk_hm245+56_rev0) Profiel Inheidiepte Step Msf M rep (veld/inklem) V rep u xx F anker;rep [m+nap] [knm/m] [kn/m] [mm] [kn/m] AZ , / AZ , / AZ , / AZ , / AZ , / AZ , / Figuur 7.4: Gehanteerde Plaxis geometrie bij dwarsprofiel LA245+56, Incremental strains bij step 34 Conclusie Geadviseerd wordt om de damwand in te heien tot NAP -20 m. De ontwerpwaarde van de damwand bij die inheidiepte bedraagt 713 knm/m. Dit moment kan worden opgenomen door een AZ36 met een staalkwaliteit van 320 N/mm 2. De ontwerpwaarde van de ankerkracht bedraagt 384 kn/m (representatieve waarde 307 kn/m). Deze kracht kan bijvoorbeeld worden opgenomen door een Leeuwanker Ø 48,3 mm, met een bladdiameter van 150 mm, uitgaande van 2 ankers per 3,15 m. 1 maart Conceptrapport

35 7.3.2 Traject LA244 LA245 Dit traject ligt ter plaatse van de visvijver. De peilbuizen van raai 1 staan halverwege de visvijver. Tabel 7.4: Rekenresultaten voor verankerde damwand ter plaatse van LA (bestandsnaam: Sleeuwijksedijk_variant 1_LA244+46_csev1) Profiel Inheidiepte Step Msf M rep (veld/inklem) V rep u xx F anker;rep [m+nap] [knm/m] [kn/m] [mm] [kn/m] AZ , / AZ , / AZ , / Tabel 7.5: Rekenresultaten van optimalisatie inheidiepte voor verankerde damwand ter plaatse van LA (bestandsnaam: Sleeuwijksedijk_variant 1_LA244+46_csev1) Profiel Inheidiepte Step Msf M rep (veld/inklem) V rep u xx F anker;rep [m+nap] [knm/m] [kn/m] [mm] [kn/m] AZ , / AZ , / AZ , / AZ , / Figuur 7.5: Vervormde geometrie en buigend moment in de damwand bij step 63 (Msf=1,975) voor verankerde damwand ter plaatse van LA (bestandsnaam: Sleeuwijksedijk_variant 1_LA244+46_csev1) Conclusie De belasting op de damwand is groot. Geadviseerd wordt om de damwand in te heien tot NAP -22 m. De ontwerpwaarde van de damwand bij die inheidiepte bedraagt 1193 knm/m. Dit moment kan worden opgenomen door een AZ48 met een staalkwaliteit van 430 N/mm 2. Conceptrapport maart 2011

36 De ontwerpwaarde van de ankerkracht bedraagt 545 kn/m (representatieve waarde 436 kn/m). Deze kracht kan bijvoorbeeld worden opgenomen door een Leeuwanker Ø 70 mm met een bladdiameter van 200 mm, uitgaande van 2 ankers per 3,15 m Traject LA LA244 Dit traject loopt van de oostelijke aansluiting tot aan de visvijver. Het maatgevende dwarsprofiel is gekozen ter plaatse van LA243+33, zie Figuur 2.1. Tabel 7.6: Rekenresultaten voor verankerde damwand ter plaatse van LA (bestandsnaam: Sleeuwijksedijk_variant 1_hm243+33_csev1) Profiel Inheidiepte Step Msf M rep (veld/inklem) V rep u xx F anker;rep [m+nap] [knm/m] [kn/m] [mm] [kn/m] AZ , / AZ , / AZ , / Tabel 7.7: Rekenresultaten van optimalisatie inheidiepte voor verankerde damwand ter plaatse van LA (bestandsnaam: Sleeuwijksedijk_variant 1_hm243+33_csev1) Profiel Inheidiepte Step Msf M rep (veld/inklem) V rep u xx F anker;rep [m+nap] [knm/m] [kn/m] [mm] [kn/m] AZ , / AZ , / AZ , / AZ , / Figuur 7.6: Gehanteerde Plaxis geometrie bij dwarsprofiel LA243+33, Incremental strains bij step 63 1 maart Conceptrapport