Etat des connaissances sur les interactions hydrodynamiques avec

T HÈME B
E TAT
DES CONNAIS SANCES SUR LES INTER ACTIONS
HYDRODYNAMIQUES A VEC LES STRUCTURES DES OUVR AGES
P RÉSIDENT : P IERRE -LOUIS V IOLLET,
D IRECTEUR DES L AB ORATOIRES D ’EDF
R APPORTEUR : P HILIPPE S ERGENT,
C HEF DE D ÉPAR TEMENT AU CETMEF
Bilan des interventions
P h i l i p p e S E R G E N T,
T, C E T M E F . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1 1 9
Etude du débouché hydraulique
d’un système de seuils en parallèles :
application au cas d’un barrage mobile
couplé à un seuil fixe par l’exploitation
d’essais physiques dans le cadre du
«programme de modernisation des barrages
à manœuvre manuelles» de VNF
Guy CICERO, LNHE et Vanessya LAB ORIE, CETMEF
. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 121
Hauteur d’ascension d’une vague
sur une digue : approches théorique,
expérimentale et numérique
Damien VIOLEAU, EDF R&D/LNHE
. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 133
Comportement hydrodynamique
non-linéaire des ouvrages
Jérôme BROSSARD, Université du Havre . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 143
Hydraulic and Coastal structures
in international perspective
K r y s t i a n W.
W. P I L A R C Z Y K , R W S / D u t c h P u b l i c W o r k s D p t . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1 5 1
Rédaction d’un guide sur l’utilisation
des enrochements dans les ouvrages
hydrauliques ‘Rock Manual – 2ème édition’
Sébastien DUPRAY, CETE de Lyon, Michel FONS, SOGREAH,
Michel BENOIT, LNHE-EDF Division R&D,
J e a n - J a c q u e s T R I C H E T , C E T M E F,
F, . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1 8 3
Construction et installation de la digue de Monaco
C h r i s t o p h e C O L M A R D , A n d r é T O S E L LO , S A I P E M S . A .
. . . . . . . . . . . . . . . . . . . 191
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117
118 JST 2004
B IL AN
DES I NTERVENTIONS
FLUVIAL
Les essais physiques dans le domaine fluvial ont
été bien représentés aux Journées avec
- l’exploitation des essais hydrauliques sur seuils
noyés ou dénoyés en rivière réalisés au
Laboratoire
National
d’Hydraulique
et
Environnement de Chatou
- les essais hydro-sédimentaires de la Compagnie
Nationale du Rhône sur des ouvrages fluviaux
(barrage, seuil)
Des besoins ont été formulés d’avoir à
disposition des formules analytiques pour les
seuils, des données à échelle 1 – c.a.d in situ. Il
a également été précisé que souvent, le cas le
plus défavorable pour les ouvrages, ne correspond
pas aux conditions de débit maximal.
Des essais in-situ originaux sont réalisés en
Belgique par le Laboratoire de Recherche du Ministère
Wallon sur les ondes hydrauliques générées sur les
Voies Navigables par la gestion des ouvrages d’art
hydraulique ainsi que par le passage des bateaux.
Se pose la question de mener des campagnes
de mesure analogues en France. Il est indiqué
que les ondes s’atténuent peu en conditions
d’étiage.
Les simulations numériques présentées par la
l’Université de Liège montrent des nouvelles capacités
de modélisation avec des données de terrain de plus
en plus précises (maille de 1 m²), des capacités de
calcul plus puissantes (3 millions de degrés de liberté)
et de nouvelles techniques de post-traitement (Réalité
Virtuelle et images de synthèse).
MARITIME
Les ouvrages à caissons perforés ont fait l’objet de
nombreuses présentations ; ce qui démontre sans
doute un renouveau d’intérêt pour ce type d’ouvrage.
Les principales réalisations au Japon ont été
présentées par l’Université du Havre. Les travaux de
Tanger, Beyrouth, Dieppe, Nice et Monaco ont été
aussi le sujet de plusieurs présentations.
Les chercheurs s’aperçoivent maintenant que,
si la période fondamentale est bien dissipée dans
le caisson, ce phénomène s’accompagne aussi
de génération d’harmoniques, et sans doute
également d’ondes longues dangereuses pour les
amarres des bateaux. Des recherches sont en
cours pour évaluer l’intérêt d’utiliser
conjointement poreux et parois perforés. Les
méthodes de dimensionnement avec formule de
Goda sont enfin remises en question.
L’étude de la contre-jetée de Monaco est présentée
par SAIPEM. Elle bénéficie d'un brevet hydraulique, le
by-bop, développé par BOUYGUES OFF SHORE, devenu
SAIPEM, qui consiste à découpler les effets verticaux
et horizontaux de la houle.
Ces travaux montrent de manière exemplaire
comment de travaux de recherche universitaire
peuvent déboucher rapidement sur des brevets
et des applications techniques opérationnelles.
SIRENHA présente des outils de conception
optimale et d’aide à la décision pour le
dimensionnement d’ouvrages fixes ou flottants.
Les outils d’optimisation multicritères
deviennent de plus en plus communs.
De nouveaux outils de modélisation de la houle
basés sur une approche Lagrangienne du type SPH
(ou bien CFD avec méthode VOF pour la traitement
de la surface libre) sont présentés. Ils sont de plus en
plus utilisés pour étudier l’impact des vagues sur les
structures. Une étude du Run-up avec la méthode SPH
est présenté par le Laboratoire National d’Hydraulique
et Environnement. Des tests préliminaires d’utilisation
des modèles de Boussinesq sont aussi montrés par
Principia.
On constate des progrès notables pour la
modélisation de la houle. Des validations sont
encore nécessaires pour utiliser les modèles sur
des études opérationnelles. Les temps calculs
restent encore prohibitifs.
Le CETMEF présente la refonte du Rock Manual
dans le cadre d’une co-opération avec les anglais et
néerlandais, avec pour objectif d’en faire le manuel
de référence pour le dimensionnement des ouvrages
en Europe et au-delà.
Il est regretté que les Espagnols, compte-tenu
de leurs travaux sur les ouvrages, n’aient pu être
associés dès le départ du projet.
K.Pilarczyk a présenté la vision des néerlandais en
terme d’aménagement du territoire dans un pays
soumis à de très forts risques hydrauliques. Il s’agit
d’assurer une gestion du risque qui préserve habitations
et activités. Sa vision du futur pour les Pays-Bas laisse
deux options : monter les digues toujours plus haut
ou vivre dans des maisons flottantes ou sur pilotis
comme au Viet-Nam.
Conclusions : Cette journée a permis de réunir
chercheurs et ingénieurs. Des travaux divers ont été
présentés allant de la théorie de la turbulence à la
construction des ouvrages en passant par la simulation
numérique, les essais physiques, les essais in-situ et
guides méthodologiques.
Les ingénieurs ont pu avoir un bon état de l’art de
la recherche francophone (avec une forte présence
belge). Les chercheurs ont pu voir de leur côté
quelques applications de leurs recherches. La
communauté universitaire étant réduite dans le
domaine des ouvrages maritimes, il s’agit de trouver
des moyens pour la renforcer, en commençant peutêtre par la rassembler comme lors de ces journées.
Philippe SERGENT
JST 2004
119
120 JST 2004
E TUDE
DU DÉBOUCHÉ HYDR A ULIQUE D ’ UN SYSTÈME
DE SEUILS EN PAR ALLÈLES
:
APPLICATION A U CAS
D ’ UN BARR AGE MOBILE COUPLÉ À UN SEUIL FIXE
PAR L’ EXPLOITATION D ’ ES SAIS PHYSIQUES
DANS LE CADRE DU
« PROGR AMME
DE MODERNISATION
DES BARR AGES À MANŒUVRE MANUELLES » DE
G u y - M i c h e l C I C E R O,
Laboratoire National d’Hydraulique
et d’Environnement (EDF)
E t Va n e s s y a L A B O R I E ,
Division Hydraulique et
Sédimentologie Fluviales (CETMEF)
vanessya-laborie@equipement.gouv.fr
1. Contexte général de l’étude
Les rivières présentent le long de leur linéaire un
certain nombre d’ouvrages hydrauliques aux
fonctions très diverses, mais qui sont, entre autres,
des singularités hydrauliques, c’est-à-dire des
obstacles physiques qui perturbent l’écoulement.
Parmi ces singularités, on trouve les barrages
mobiles, qui permettent de réguler et de relever un
plan d’eau en fonction du débit (qui varie lui-même
en fonction du temps). Les barrages mobiles sont
souvent constitués d’une partie mobile (vannes,
clapets, aiguilles etc.) et d’une partie fixe (seuil fixe).
Le seuil fixe est un ouvrage hydraulique permettant
de contrôler ou de mesurer le débit s’écoulant audessus de l’ouvrage.
Un déversoir contracte plus ou moins la section
d’écoulement ; il peut permettre de stopper les
érosions régressives (évolution de la rivière à l’aval
de ponts ou de
déversoir fixe
digues), de stabiliser
la rivière ou de relever
Passe mobile
la ligne d’eau.
à aiguilles
Ces singularités
hydrauliques, nombreuses, génèrent des
phénomènes particuliers, difficilement
Figure 1 :un barrage à aiguilles couplé avec
un déversoir fixe au barrage du Carandeau maîtrisables sans une
sur l’Aisne.de Chissay sur le Cher
connaissance appro-
VNF
fondie de leurs caractéristiques et de leurs fonctions hydrauliques précises.
Les ouvrages de type barrage/écluse sont
généralement composés de plusieurs passes de
caractéristiques différentes (vannes, aiguilles,
déversoirs) : à titre d’exemple, certains sont
constitués d’une partie mobile à aiguilles combinée
à une partie déversoir fixe. Le réglage du débit à
l’aide d’aiguilles amovibles présente l’avantage d’une
grande souplesse au niveau du contrôle des surfaces
d’ouverture.
Les consignes imposées en terme de retenue
impliquent la manœuvre du barrage mobile.
L’incidence en terme de perte de charge et donc de
lignes d’eau de ces différentes configurations
(barrage levé, partiellement ou complètement effacé
couplé à un déversoir fixe) induisent induit des lois
hydrauliques complexes, méconnues dans le cas
de seuils en parallèle.
Une étude paramétrique sur modèle physique,
dont le but était de mieux connaître les relations
entre le débit d’écoulement dans un barrage de
configuration complexe et le niveau d’eau amont
de celui-ci, a été commandée par le CETMEF au
LNHE et réalisée en novembre 2001. Elle visait la
construction d’une base de données expérimentales
sur un système de seuils parallèles (barrage mobile
+ déversoir fixe) et à son exploitation. L’intérêt de
cette étude résidait particulièrement, dans le cadre
du programme de modernisation des barrages à
manœuvres manuelles commandé par VNF, dans
l’étude de la semi-modernisation des barrages et
l’affinage des calculs au droit de ceux-ci pour
déterminer l’impact de la bouchure d’une passe sur
les écoulements dans les autres passes.
Parallèlement à cette étude, une notice
bibliographique répertoriant les différentes formules
de débit rencontrées dans la littérature classique
sur les seuils a été réalisée au CETMEF. Dans ce
JST 2004
121
cadre, les formules usuelles concernant les seuils
rectangulaires ont été recensées et exploitées pour
différentes configurations expérimentales de seuils
parallèles, afin notamment de déterminer la
pertinence de leur utilisation dans le cadre de notre
étude compte-tenu des mesures disponibles et de
leurs propres incertitudes.
2. Présentation des essais physiques de la 1ère
tranchedu modèle et des mesures réalisées.
des essais physiques) de la largeur totale du
barrage mobile ;
2- ouvertures occultées sur la moitié
(configuration C des essais physiques) de la
largeur totale du barrage mobile ;
3- ouvertures occultées sur les 2/3 (configuration
D des essais physiques) de la largeur totale du
barrage mobile.
Dans les configurations A (resp. E) des essais
physiques, le barrage mobile est complètement
obstrué (resp. effacé).
Les deux seuils ont une épaisseur de crête de 1 m.
Figure 2 : schéma des configurations étudiées : système
composé d’un déversoir fixe couplé à un barrage mobile de
bouchure de largeur et d’excentricité variables (d’après [1])
Les essais réalisés au cours de cette campagne
portent sur la mesure de la surface libre et sur les
lignes de séparation des courants à l’approche des
ouvertures entre le déversoir fixe et le barrage
mobile, dont la matérialisation a été obtenue par
injection de colorant. Ces mesures devront permettre
de mieux connaître les lois régissant ces
écoulements, car les formules existantes s’adaptent
à des configurations simples et pour des domaines
limités. Il est important de noter que, dans cette
première tranche d’essais physiques, la mesure des
vitesses n’a pas été retenue étant donnée la
difficulté de mesure et les irrégularités turbulentes
du courant à l’approche des seuils.
Les paramètres variables des essais physiques
sont :
L’ouvrage étudié lors de la modélisation physique
est positionné perpendiculairement à l’écoulement.
Il se compose d’un déversoir fixe juxtaposé à un
barrage à aiguilles, donc à ouvertures amovibles,
de pelle inférieure à celle du déversoir. Cette
configuration représente le barrage de Chissay sur
le Cher à l’échelle 1/20ème. Celui-ci se compose
ainsi de deux parties principales :
- la configuration (A, B, C, D ou E) ;
- un déversoir fixe de 35 m de large, déversoir
dont la hauteur de pelle est de 2 mètres par
rapport au fond amont de la rivière pour la 1ère
série d’essais et de 1.5 m pour la 2nde série
d’essais ;
- un barrage à aiguilles de 45 m de large,
juxtaposé au déversoir fixe précédent, dont
l’ouverture peut être obstruée par des aiguilles
amovibles. Ces aiguilles émergent de l’eau en
permanence et sont bloquées dans leur partie
inférieure sur un seuil dont le niveau est à 1 m
du fond amont de la rivière.
Trois configurations ont été testées sur ce
modèle :
Les paramètres à mesurer sont :
1- ouvertures occultées sur 1/3 (configuration B
122 JST 2004
- le débit (débits «nature» testés de 40 m3/s, 80
m3/s, 110 m3/s ou 150 m3/s) ;
- la cote de surface libre aval imposée ;
- la hauteur de pelle du déversoir (2 m pour la
1ère série d’essais et 1.5 m pour la 2nde série
d’essais physiques).
- le débit d’alimentation contrôlé par des
débitmètres électromagnétiques,
- la hauteur de la surface libre en différents points
du modèle. Elle est mesurée par 14 prises de
pression hydrostatique disposées sur deux
lignes passant au milieu du déversoir et du
barrage à aiguilles. Sur chaque ligne, les
mesures sont à 120m, 80m, 40m et 20m à
l’amont du barrage et à 20m, 40m et 60m à
l’aval.
- les profils de la surface libre selon les axes
perpendiculaires (X) et parallèles (Y) aux seuils
Cette mesure est faite par un système optique
mobile (cf. figure ci-dessous) composé d’un
laser dont le faisceau vertical tire vers l’interface
à mesurer et d’une caméra dont l’objectif est
muni d’un zoom. Lorsque le faisceau laser
traverse une interface séparant deux milieux
différents, une partie de l’énergie est réfléchie
par cette interface et sa position est ainsi
mesurée. Cette méthode permet de suivre en
continu les fluctuations du plan d’eau sans
perturber l’écoulement.
Un déversoir en rivière dans des conditions
hydrauliques données se caractérise par son type de
crête et son régime d’écoulement.
Epaisseur de crête
Figure 3 : coupe longitudinale d’un déversoir avec caractérisation de
l’écoulement et des paramètres géométriques du déversoir (d’après [2])
Le type de seuil, à crête épaisse ou mince, est
relatif à l’écoulement au droit de l’ouvrage.
Le nombre et la position des profils longitudinaux
et transversaux dépendent de la configuration
géométrique (figure ).
En effet, plus l’épaisseur de la crête du seuil est
négligeable devant la hauteur d’eau amont audessus de celui-ci, plus le seuil paraît transparent
vis-à-vis de l’écoulement.
Un déversoir en rivière appartient ainsi à l’une
des trois catégories suivantes : seuil à crête mince,
seuil à crête épaisse ou du domaine des poutrelles.
Les critères qui permettent de définir le type de seuil
étudié sont les suivants :
- si C< H1 , alors le seuil est à crête mince ;
2
2H
- si C> 1 , alors le seuil est à crête épaisse
3
H
- 1 <C < 2H1 (domaine des poutrelles), le type
3
2
3. Présentation des différentes formules
répertoriées et utilisées
La Figure 2 ci-dessus montre que le déversoir fixe
et le barrage mobile étudiés expérimentalement. Ce
sont des seuils rectangulaires. C’est pourquoi les
formules utilisées lors de l’exploitation et l’analyse
de cette 1ère tranche d’essais physiques sont celles
relatives aux déversoirs rectangulaires sans
contraction latérale répertoriées dans la «notice sur
les déversoirs –synthèse des lois d’écoulement au
droit des seuils et des déversoirs», en cours de
validation. Cette notice a pour but de décrire le
fonctionnement hydraulique des singularités de type
«déversoir» et de recenser l’ensemble des travaux
qui leur a été consacré, formules de débit
notamment, afin de faciliter la compréhension de
l’utilisation de ces ouvrages, leur dimensionnement
et l’évaluation de leurs impacts.
de crête du seuil peut alors être épais ou mince,
voire non défini. En réalité, pour cette plage de
valeurs et dans le cas de seuils rectangulaires,
seules les formules existantes pour les seuils
minces et valables dans ce domaine
d’application ont été utilisées.
Régime d’écoulement
Déversoir à crête
mince
Ecoulement noyé
Ecoulement noyé en
dessous
Ecoulement dénoyé
Déversoir à crête
épaisse
Ecoulement noyé
Ecoulement dénoyé
Tableau 1 : régimes d’écoulement suivant le type de crête du
déversoir (d’après [2])
L’écoulement réagit de manière différente suivant
le type de crête de l’ouvrage défini dans l’étape
précédente. Le Tableau 1 ci-contre récapitule les
différents régimes d’écoulement existants pour les
deux types de déversoir (crête épaisse et crête
mince).
JST 2004
123
Un écoulement est dit «dénoyé» lorsque le niveau
d’eau amont est indépendant du niveau d’eau aval.
L’écoulement est fluvial à l’amont du seuil, passe
en régime torrentiel au droit de l’ouvrage et se
raccorde à l’écoulement fluvial en aval soit par un
ressaut en dissipant l’énergie par turbulence avec
des instabilités à la surface, soit en chute libre.
Un écoulement est dit «noyé» lorsque le niveau
d’eau aval influence le niveau d’eau amont. A débit
constant, l’écoulement reste fluvial d’amont en aval,
même au passage du seuil. Il se produit une
surélévation en amont du seuil au-dessus de la
hauteur normale (exhaussement), puis une
accélération au droit du seuil, traduit par un
abaissement de la ligne d’eau.
Déversoir
Ecoulement noyé
Formules existantes pour les seuils
rectangulaires sans contraction latérale
Il a été choisi dans l’étude du système parallèle
(barrage mobile + déversoir fixe) de n’exploiter que
les formules existantes pour des seuils rectangulaires
sans prendre en compte :
1°) la contraction latérale de chacun des
écoulements perturbé par la présence de
l’autre, ce malgré l’influence largement
présumée du phénomène. Les formules
relatives aux seuils rectangulaires avec
contraction latérale ne sont ici pas adaptées.
2°) la contraction de l’écoulement transitant par
le barrage mobile liée à la bouchure et au
Z2 < Zseuil ou
[
h2
>ö avec ö∈ 2 ; 0,82
à crête épaisse h1
3
avec Z2 > Zseuil
à crête mince
Z2 > Zseuil
Ecoulement noyé en
dessous
Ecoulement dénoyé
]
[
h2
<ö avec ö∈ 2 ; 0,82
3
h1
]
avec Z2 > Zseuil
(N.B : en réalité ces 2 conditions
sont
mathématiquement
identiques)
Z2 < Zseuil et h1 < h2
Z2 < Zseuil et h1 > h2
Où Z2, Z1 et Zseuil sont respectivement les cotes des surfaces libres amont, aval et de la crête du seuil
Tableau 2 : détermination du type d’écoulement pour les deux
types de crête (d’après [2])
Le Tableau 2 ci-dessus répertorie les critères de
détermination du régime d’écoulement pour les deux
types de seuil (seuil épais et seuil mince).
Finalement, dans le cadre de l’analyse des
résultats de cette 1ère tranche d’essais physiques,
certains paramètres, tels que la crête ou la pelle du
déversoir (barrage mobile ou seuil fixe), peuvent
être qualifiés de «pseudo-invariants». En effet, le
rapport de la hauteur d’eau amont sur l’épaisseur
«géométrique» de crête du déversoir définit
l’épaisseur «hydraulique», c’est-à-dire mince,
épaisse, ou du domaine des poutrelles, du
déversoir ; de même, les rapports des hauteurs
d’eau amont et aval et de la hauteur de pelle
déterminent le caractère de l’écoulement (noyé ou
dénoyé). Ainsi, pour une même épaisseur
«géométrique» de crête du seuil, l’épaisseur
«hydraulique» variera en fonction de l’écoulement
(débit, cote aval imposée).
124 JST 2004
positionnement de celle-ci. Il aurait alors fallu
choisir la largeur de référence de l’écoulement
(la largeur totale de la rivière ou la largeur
totale du barrage mobile).
L’une des implications de ces choix réside dans
l’interprétation des écarts qui seront observés entre
les résultats théoriques et les résultats
expérimentaux, puisque l’un des facteurs de
correction à apporter aux formules existantes de
seuils sans contraction latérale sera lié à la fois à
l’excentricité de la bouchure qu’on néglige par ce
biais et à la contraction des écoulements transitant
par le barrage mobile ou le déversoir fixe.
Le tableau 3 rassemble l’ensemble des formules
et abaques disponibles pour les seuils rectangulaires
épais, ainsi que, pour les seuils minces, celles de
Kindsvater et Carter pour le régime dénoyé et Brater
et King pour le régime noyé. Les formules de Bazin,
de la SIA et de Rehbock en régime dénoyé pour les
seuils minces ont également été exploitées dans le
Tableau 3 : formules et abaques recensées pour les seuils rectangulaires sans contraction latérale (d’après [2])
JST 2004
125
cadre de cette étude et fournissent des résultats
sensiblement identiques à ceux de Kindsvater et
Carter dans leurs champs d’application respectifs.
B5-B6 ; D4-D5-D6 ; E2) utilisent la même
combinaison de formule (épais noyé pour le barrage
mobile avec h1/(h1+p)>0.35 et épais noyé avec
h1/(h1+p)<0.35 pour le seuil fixe) dont il s’agira
d’évaluer la validité.
On s’aperçoit ainsi (cf. Figure 7) que les paramètres adimensionnels h1/C et h2/C permettent de
déterminer
le
caractère mince,
épais
ou
du
domaine des poutrelles d’un déversoir. Les formules
et abaques du
Tableau 3 ci-dessus permettent
alors de déterminer le caractère
noyé ou dénoyé de
l’écoulement. Il
faut noter que
pour les seuils
épais, le paramètre adimensionnel
(h1/(h1+p)) permet
de déterminer le
couple (h1/C ;h2/C) Figure 7 : détermination du caractère mince ou épais, puis noyé ou dénoyé d’un seuil fixe dans l’espace (h1/C :
h2/C)
limite entre l’écoulement noyé et
dénoyé ; ce qui
explique la présence de courbes
limites
noyé/dénoyé différentes selon la
pelle du déversoir
considéré (1.0 m
pour le barrage et
2.0 m pour le
seuil fixe dans la
1ère série d’essais ; 1.0 m pour
le barrage et 1.5
m pour le seuil fixe
dans la 2nde série
d’essais).
Sur la figure cidessous, ainsi que Figure 8 : zoom sur le positionnement de la 1ère tranche d’essais physiques dans l’espace (h1/C ;h2/C)
sur la Figure 8, les
essais physiques de cette 1ère tranche ont
4. Méthodologie appliquée au système
également été positionnés. L’intérêt de cette
(déversoir fixe+barrage mobile)
représentation réside dans l’identification des
La programmation en fortran de l’ensemble des
différentes combinaisons de formules liées aux
couples (épaisseur de crête ; régime d’écoulement ; formules et des abaques citées au paragraphe
ennoiement) des deux seuils mis en parallèle. Ainsi, précédent a permis de décliner le tableau ci-dessus
pour la pelle de 1.5 m, les essais (C4-C5-C6 ; B4- pour un système de seuils parallèles composé d’un
126 JST 2004
barrage mobile et d’un déversoir fixe dont les
données géométriques sont fournies au programme
de calcul. Les données d’entrée sont ainsi :
- le nombre de déversoirs mis en parallèle
(2 dans cette étude) ;
- la cote du fond en amont du système de seuils
en parallèle ;
- la consigne de cote de surface libre aval ;
- le débit amont imposé à l’entrée du système
au cas où l’on désire obtenir la cote amont de
la surface libre correspondante à une précision
donnée la cote amont de la surface libre
correspondante ;
- les pelles amont, largeurs et épaisseurs de crête
respectives du barrage mobile et du déversoir
fixe (dans le cas d’un système composé de
deux seuils parallèles).
couplé à un déversoir fixe de pelle 2.0 m (1ère série
d’essais) toujours à crête épaisse et en régime
d’écoulement dénoyé dans la gamme de débits
représentée. Il est important de noter la noncontinuité (correspondant aux limites d’application
des formules) entre les formules faisant passer d’un
seuil épais en régime noyé à un seuil mince en
régime noyé !
Application à l’exploitation des 2 séries
d’essais physiques
La démarche du programme de calcul est la
suivante : pour une configuration donnée (bouchure,
débit et cote de surface libre aval imposés), on
balaie les cotes de surface libre amont depuis la
cote de la crête du déversoir le plus bas (ici toujours
le barrage mobile) jusqu’à une cote maximale
correspondant à la limite d’application des formules
de seuil mince soit une hauteur d’eau amont h1 de
2.5*C. Pour chaque cote amont, on enchaîne les
étapes suivantes pour chaque seuil en parallèle :
- détermination de la crête du seuil (mince ou
épaisse) ;
- selon le type de crête, détermination de la limite
entre les régimes d’écoulement noyé et dénoyé
pour le seuil, ce qui permet la détermination
du caractère noyé ou dénoyé de l’écoulement
au-dessus du seuil ;
- utilisation de la formule appropriée (déterminée
à l’aide du Tableau 3) pour déterminer le débit
en écoulement dénoyé transitant au-dessus du
seuil considéré ;
Figure 9 : diagramme de fonctionnement «empirique» obtenu
par le code de calcul pour la configuration d’essais physiques
D pour une cote aval imposée à 56.52 m et une pelle de
déversoir fixe de 2.0 m.
Le programme de calcul fournit alors le
diagramme de fonctionnement du système de seuils
parallèles, à savoir la cote de surface libre amont
correspondant à un débit total amont, pour une
consigne de cote de surface libre imposée à l’aval.
Le programme de calcul permet également de
déterminer la répartition «théorique» des débits entre
le déversoir fixe et le barrage mobile ; il indique,
par ailleurs, le type d’épaisseur de crête de chaque
seuil et son régime d’écoulement.
La Figure 9 ci-dessus montre un exemple de
diagramme de fonctionnement obtenu à l’aide du
programme de calcul pour un barrage mobile aux
2/3 ouvert (configuration D des essais physiques)
- si le régime d’écoulement est noyé,
détermination du coefficient d’ennoiement. On
obtient alors le débit «théorique» (obtenu à l’aide
des formules empiriques) au-dessus du seuil
considéré.
Une fois les deux débits transitant au-dessus de
chacun des seuils déterminés pour une cote amont
donnée, le débit total «théorique», qui est aussi le
débit d’entrée dans le canal, peut être calculé.
Pour un débit d’entrée donné (correspondant à
un essai physique donné), la cote amont «théorique»
du système (barrage mobile + déversoir fixe) peut
ainsi être facilement déterminée.
De la même manière, à partir de la cote amont
mesurée expérimentalement, il est possible de
déterminer le débit total amont «théorique» et de le
comparer avec le débit effectivement imposé dans
le dispositif expérimental.
JST 2004
127
5. Exploitation des essais physiques
La démarche ci-dessus a été appliquée pour
chaque série d’essais physiques, afin de tester la
validité des formules «théorique» dans le cas d’un
système de seuils en parallèle. La Figure 10
représente pour chaque essai physique les courbes
de fonctionnement «théoriques» associées à la
configuration de l’essai et aux conditions
hydrauliques qui lui sont appliquées, ainsi que les
résultats expérimentaux.
Figure 10 : exploitation des 2 séries d’essais physiques : pour une pelle de déversoir fixe de 1.5 m (en haut) et pour une pelle
de déversoir fixe de 2.0 m (en bas)
128 JST 2004
La Figure 10 permet de visualiser rapidement,
pour chaque essai physique, d’une part, pour une
cote amont, le débit total «théorique» correspondant
et donc son écart avec le débit réellement imposé
à l’amont du dispositif expérimental, d’autre part,
l’erreur sur la cote de surface libre amont que l’on
commettrait si, à partir de la connaissance du débit
de la rivière, était prédit le niveau de la rivière
correspondant.
Selon la série d’essais physiques considérée
(pelle de déversoir fixe de 1.5 m ou pelle de
déversoir fixe de 2.0 m), les résultats sont mitigés
différents.
De manière globale sur les deux séries d’essais
physiques (correspondant respectivement à des
pelles de déversoir fixe de 1.5 m et 2.0 m), les
Figure 10 et Figure 11 montrent une répartition des
erreurs relatives sur le débit total «théorique» calculé
(en rouge sur la figure ci-dessus) comprise entre 0
et 10 % pour plus des 3/4 des essais physiques,
ce qui correspond à une erreur largement acceptable
en terme d’exploitation. Pour moins d’1/4 des essais
physiques, l’erreur sur les débits est comprise entre
10 % et 20 %.
Les deux séries d’essais ne sont pas égales
devant les erreursprésentent pas la même
distribution d’erreurs, que ce soit en termes de perte
de charge ou de débit.
Ainsi, les Figure 10 et Figure 11 montrent que les
erreurs de la «théorie» par rapport à l’expérience,
pour la série d’essais utilisant un barrage mobile
couplé à un déversoir fixe de pelle égale à 2.0 m,
à la fois en termes de débit et de perte de charge
sont très faibles (rectangles rouges pour les débits
JST 2004
129
Figure 11 : comparaison entre la théorie et l’expérience par l’estimation des erreurs en cm sur la perte de charge totale du système (en bleu
sur le graphe) et l’erreur relative sur le débit total (en rouge sur le graphe) pour les 2 séries d’essais physiques (puces rectangles
pour la pelle de 2.0 m (en haut) et puces en triangles pour la pelle de 1.5 m (en bas))
et bleus pour les pertes de charge sur la figure cidessus), compte tenu des incertitudes inhérentes à
la mesure. L’erreur de 20 % sur le débit total n’est
franchie que pour l’essai D6 et celle de 10 %
seulement pour les essais B8 et B9. Concernant
les erreurs sur la perte de charge, elles sont
inférieures à 4 cm sauf pour les essais B8, B9 et A2.
La série d’essais utilisant un barrage mobile
couplé à un déversoir fixe de pelle égale à 1.5 m
fournit des résultats de comparaison entre «théorie»
et expérience moins satisfaisants à double titre.
D’une part, l’erreur sur la perte de charge est
souvent supérieure à 5 cm, même si elle reste
inférieure à 9 cm et l’erreur sur les débits pour la
majorité des essais de cette série est comprise entre
10 % et 20 %. D’autre part, une comparaison sur
les débits «théoriques» obtenus pour chaque essai
130 JST 2004
a été effectuée entre la formule classique d’un
déversoir épais dénoyé (coefficient de débit de
0.385) et les formules empiriques recensées dans
le 3- Présentation des différentes formules
répertoriées et utilisées. L’analyse de ces résultats
montre que les résultats des formules empiriques
sont systématiquement les meilleurs pour une pelle
de 2.0 m, alors qu’ils ne sont généralement
meilleurs que dans 1/3 des configurations d’essais
physiques pour une pelle de déversoir fixe égale à
1.5 m. L’analyse des coefficients de débit
expérimentaux devra permettre d’en déterminer la
raison.
Outre un facteur lié à l’excentricité de la bouchure
(dont l’influence n’apparaît pour l’instant pas très
significative) et la contraction latérale de
l’écoulement, la modification des formules
empiriques devra donc également et surtout faire
intervenir un facteur prenant en compte la hauteur
de pelle des seuils constituant le système en
parallèle.
6. Conclusions et perspectives
Ces deux séries d’essais physiques ne constituent
qu’une 1ère tranche d‘essais, livrée en décembre
2001 par le LNHE, dont l’exploitation a permis de
définir une 2ème tranche d’essais complémentaires
pour finaliser l’étude paramétrique sur modèle
physique. L’exploitation de cette 1ère tranche d’essais
a, ainsi, permis de déterminer les configurations
complémentaires d’essais physiques à réaliser ; en
effet, compte-tenu de la diversité des configurations
déjà étudiées, le nombre de paramètres
hydrauliques en commun n’a pas encore permis de
dégager de loi hydraulique généralisable.
Sur cette base, le 1er modèle réduit ayant été
détruit, un 2nd modèle a été reconstruit au LNHE et
est en phase de calage sur quelques configurations
de la 1ère tranche d’essais ; il est, en effet, important
pour la validité des comparaisons des résultats des
modèles entre eux de s’assurer de la cohérence des
résultats des essais physiques entre les deux
tranches d’essais successives. Par ailleurs, si cette
2ème tranche d’essais physiques pouvait bénéficiera
normalement de mesures de vitesses, ce qui
permettra a priori la mise en place plus approfondie
et moins incertaine de lois de répartition de débit
serait a priori possible.
Un certain nombre deLes perspectives s’ouvriront
alors s’élargiront une fois les essais physiques de
2ème tranche, ciblés par rapport à l’exploitation de
la 1ère tranche, réalisés.
Ainsi, pour les essais physiques dont les résultats
présentent des écarts importants entre la «théorie»
et la pratique et si la 2ème tranche d’essais confirme
cette tendance, il s’agira de déterminer exactement
les formules et les combinaisons de formules
utilisées pour chaque pelle afin d’ introduire des
termes correctifs à valider pour la mise en place de
nouvelles lois de seuil.
Pour les essais dont les résultats des formules
empiriques sont meilleurs que la formule classique
en débit, mais dont l’erreur sur le débit reste tout
de même de l’ordre de 10 à 20 %, et bons en
cotequi présentent des erreurs en perte de charge
acceptables compte-tenu des objectifs d’exploitation,
il s’agira d’étudier les lignes de séparation des
écoulements respectifs du barrage mobile et du
déversoir fixe afin de voir l’influence à la fois de la
contraction de l’écoulement et des zones
d’interaction des deux écoulements.
Bibliographie
[1] rapport HP – P75/068/A «écoulements autour des ouvrages en rivières – base de données
expérimentales sur les seuils à aiguilles» (J. ALLILAIRE – F. VINET) de novembre 2001.
[2] «notice sur les déversoirs – tome 1 - synthèse des lois d’écoulement au droit des seuils et des
déversoirs», CETMEF, 2004
JST 2004
131
132 JST 2004
H A UTEUR D ’ ASCENSION D ’ UNE V AGUE SUR UNE DIGUE :
APPROCHES THÉORIQUE , EXPÉRIMENT ALE ET NUMÉRIQUE
D. VIOLEAU
EDF R&D / LNHE
6 q u a i W a t i e r, 7 8 4 0 0 C h a t o u ,
France
tel. +33 1 30 87 78 31
fax. +33 1 30 87 80 86
damien.violeau@edf.fr
Résumé
La hauteur d’ascension (runup) d’une vague sur
une digue est un paramètre important pour le
dimensionnement des ouvrages littoraux. Parmi les
formules empiriques disponibles pour son
estimation, pour la plupart calibrées sur des essais
concernant des digues à enrochements, peu
semblent prendre en compte de manière rigoureuse
l’influence de la rugosité du parement de la digue.
Les prédictions de runup se trouvent ainsi souvent
sous-estimées si la digue réelle est couverte d’un
parement plus lisse. Afin de pallier cette lacune,
des développements théoriques sont proposés ici,
validés de manière satisfaisante par des essais sur
modèle réduit. Une approche numérique est
également présentée pour proposer des pistes de
recherches ultérieures.
INTRODUCTION
Le dimensionnement des digues et protections
côtières nécessite une bonne connaissance du
runup et des volumes de franchissement dus aux
vagues. La complexité de ces phénomènes incite
souvent à se contenter d’expériences pour évaluer
des formules de dimensionnement opérationnelles.
La plupart de ces formules, fondées sur la notion
d’«indice de déferlement», se montrent insuffisantes
pour rendre compte de tous les phénomènes mis en
jeu. En particulier, la rugosité du parement de la
digue est un paramètre souvent oublié ou considéré
de manière approximative par l’intermédiaire de
coefficients correcteurs à la signification imprécise ;
il s’agit pourtant d’un paramètre essentiel pour le
sujet qui nous occupe ici.
prenant en compte la rugosité du parement. Cette
formule est ensuite confrontée à des expériences
afin d’en vérifier la valeur (Violeau, 2003). On
présente enfin une approche numérique
lagrangienne, fondée sur la méthode numérique
SPH, qui devrait permettre à terme d’étudier
précisément ces phénomènes en évitant, autant
que possible, le recours à des modèles réduits plus
lourds à mettre en oeuvre.
1. Considérations théoriques
1.1 Analyse dimensionnelle
On considère le cas d’une série de vagues
monochromatiques en incidence normale sur une
digue simple dont le parement fait un angle θ avec
l’horizontale. On fait d’autre part l’hypothèse que la
rugosité dudit parement peut être entièrement
décrite par la taille ζ de ses constituants
(voir figure 1). Les quantités dimensionnelles
intervenant ici sont donc ζ, θ, R (le runup), ainsi
que la hauteur H et la période T des vagues. Il est
également possible de considérer la vitesse phase
des vagues en pied de digue C en lieu et place de
T. Une hypothèse essentielle dans la suite est que
la profondeur d’eau d en pied de digue n’influence
pas explicitement le runup ; elle modifie cependant
la longueur d’onde des vagues au pied de l’ouvrage,
si bien que l’influence de d est implicitement prise
en compte par l’intermédiaire de C. Pour des raisons
de dimensions, la densité de l’eau ne peut affecter
R, pas plus que la viscosité moléculaire si
l’écoulement est assez turbulent (grand nombre de
Reynolds), ce qui est certainement le cas sur un
parement assez rugueux. On doit donc rechercher
R sous la forme générale
R* = Φ(tan θ, ζ∗ , Frw)
(1)
où R*= R/H et ζ* = ζ/ H représentent un runup
et une rugosité adimensionnalisés, tandis que
Frw= C/√gH est un nombre de Froude de vague,
Φ étant une fonction à déterminer. L’objet des
paragraphes suivants est d’établir la forme d’une
telle fonction.
Figure 1 : Notations
Donner une réponse précise à ces questions
exige une représentation analytique de la phase
d’ascension (ou de descente) d’une vague sur un
parement incliné. Dans ce qui suit, on propose des
développements mathématiques simples permettant
d’aboutir à une formulation explicite de runup
JST 2004
133
1.2 Évaluation du RUNUP
Le runup R est défini comme la distance verticale
entre le point le plus élevé atteint par une vague et
le plan d’eau moyen, comme indiqué en figure 1.
R peut être déterminé en faisant un bilan d’énergie
de la particule d’eau A située à l’extrémité de la
langue d’eau durant son mouvement descendant
entre A1 et A2. L’énergie dE perdue par A lorsqu’elle
se déplace sur une distance dx est en effet reliée au
frottement sur le parement τ par hdE=τdx, où h
est la hauteur de la langue d’eau à son extrémité (h
est très petite, mais certainement non nulle). Ainsi,
nous obtenons
(2)
où U est la vitesse de la particule A à l’instant t,
z étant sa cote verticale. En négligeant la pression
p au point A, l’équation (2) devient
où h0 est la hauteur d’eau au point A lorsqu’il
arrive en A2, et τ (1,h0) la contrainte en ce même
point (où ν = 1). D’autre part, une analyse des
ordres de grandeur des différents termes impliqués dans le mouvement de A montre que lorsqu’il
arrive en A2, son accélération est négligeable, si
bien qu’on est en présence d’un équilibre entre
pente et frottement, comme dans un canal classique en régime permanent :
(7)
(cette hypothèse importante, qui peut être vérifiée
sur modèle réduit – Cf. 2e partie – est cependant
fausse dans la phase de démarrage du point A,
lorsqu’il est encore proche de A1, où c’est au
contraire l’accélération qui domine). Compte tenu
de (7), l’équation (5) se récrit
(8)
(3)
Notons que cette dernière relation pourrait être
directement dérivée de l’équation de quantité de
mouvement de Saint-Venant (Viollet et al., 1998).
En intégrant (3) entre l’extrémité supérieure (point
A1, où U = 0) et l’extrémité inférieure (point A2, où
l’on pose U = U0), nous avons
(5)
où la variable muette ν représente le rapport
(U / U0)2. Remarquons que négliger le frottement
2
aboutirait à R = U0 /2g, c’est-à-dire que toute
l’énergie potentielle serait intégralement convertie
en énergie cinétique lors de la descente. L’équation
(5) montre aussi que l’effet du frottement est de
réduire le runup, comme il se doit.
Nous savons qu’à grand nombre de Reynolds, le
frottement est une fonction quadratique de la
vitesse ; il existe donc une fonction f vérifiant
(6)
134 JST 2004
Calculer l’intégrale (8) exigerait la connaissance
de l’évolution de h en fonction de ν, ce qui
demanderait la résolution des équations de SaintVenant dans ce cas particulier. Toutefois, on peut
contourner cette difficulté en faisant l’approximation
suivante. L’équation de continuité affirme que
(9)
Or, les observations (voir 2e partie) montrent que
la surface de l’eau en A est presque parallèle à la
pente de la digue, si bien que h est presque
constante dans un certain voisinage de A. Il est alors
possible de supposer que U l’est également, ce qui
aboutit à une hauteur h constante dans le temps
(h = h0). Ainsi, l’équation (8) devient
(10)
Nous voyons que dans cette approximation, le
frottement réduit le runup d’un facteur ln 2 par
rapport au cas sans frottement. Déterminer U0 exige
à présent le choix d’un modèle de frottement, ce
qui est l’objet du paragraphe suivant.
1.3 Frottement
Le meilleur modèle pour le frottement semble
être fondé sur la notion de coefficient de perte de
charge λc (voir par exemple Viollet et al., 1998).
L’équilibre (7) s’écrit alors
(11)
Enfin, et compte tenu des valeurs de κ et a, les
équations (10), (11), (12), (13) et (15) permettent
d’exprimer le runup sous la forme
(16)
Cette équation est bien de la forme générale (1),
et peut être récrite sous forme adimensionnelle :
En faisant l’hypothèse d’une répartition
logarithmique de la vitesse entre le fond et la
surface, on obtient la formule de Colebrook (Smart
et al., 2002) donnant λc en fonction de h0 :
(12)
où κ = 0,41 est la constante de Karman et
a = 12,0. ks représente la rugosité équivalente,
généralement reliée à la rugosité proprement dite par
ks = bζ, où b est une constante dépendant de la
forme des éléments rugueux ; il est cependant
parfois délicat de déterminer une valeur précise de
b pour une surface arbitraire (Nezu et
Nakagawa, 1993).
Une seconde équation reliant U0 et h0 est
nécessaire afin de fermer le modèle. En supposant
que la masse totale passant à travers la section
verticale contenant A2 est égale au flux dû aux
vagues pendant une période T sous l’effet des
vitesses orbitales Uw, nous obtenons la relation
voulue. Considérant que les vitesses Uw sont
données par la théorie linéaire de Stokes (voir par
exemple Dean et Dalrymple 1984), nous obtenons
(13)
Si nous définissons α = ah0 / ks, les équations
(11), (12) et (13) aboutissent à une relation implicite
donnant α :
(14)
avec
(17)
Les équations (14) à (16) (ou (17)) permettent
une prédiction complète du runup. Le paramètre b,
seul indéterminé dans ce contexte, sera déduit de
mesures au paragraphe 2.2.
1.4 Résumé et commentaires
Les développements qui précèdent ont permis
d’aboutir à une formule donnant le runup en fonction
des différents paramètres du problème, et
notamment de la rugosité du parement de digue.
Toutefois, le modèle final requiert la résolution de
l’équation implicite (14) pour trouver α. Il pourrait
être agréable de disposer d’une relation explicite
approchée afin de se dispenser de cette étape. La
forme suivante permet, par exemple, de déterminer
α avec une précision de 1 % :
(18)
Sur la base des hypothèses retenues ici, nous
avons procédé ailleurs à des développements
complémentaires, montrant par exemple qu’un
modèle de Strickler peut être retenu pour modéliser
le frottement, aboutissant à une formulation explicite
très simple, mais avec moins de succès dans les
validations sur modèle réduit (voir paragraphe
suivant). Il est également possible d’examiner
théoriquement l’effet de la direction d’incidence de
la houle sur l’ouvrage ou d’une houle aléatoire, ainsi
que d’établir des formules approchées de
franchissement dans ce dernier cas (Violeau et
Menon, 2002).
2. Expériences sur modèle réduit
(15)
2.1 Description du modèle
Des essais ont été conduits sur modèle réduit
au Laboratoire National d’Hydraulique et
Environnement (LNHE) d’EDF R&D, de manière à
JST 2004
135
valider les formules proposées plus haut. Le modèle
se présente comme un canal à houle de 50 m de
long muni d’un batteur générant une houle
monochromatique (figure 2). Un procédé
d’absorption active permet d’éviter toute réflexion
parasite. Une digue est positionnée à l’autre bout,
couverte d’un revêtement amovible. L’échelle
spatiale est de 1/10e (sous similitude de froude),
tandis que la hauteur d’eau moyenne au large est
de 0,5 m (5 m en nature). Les caractéristiques
géométriques de la digue (tan θ ,ζ) sont données par
la table 1. Le cas ζ = 0,02 m constitue une
exception : dans ce cas, les enrochements
traditionnels sont remplacés par une structure
simulant un revêtement pavé. Cette structure
particulière possède une rugosité équivalente a priori
plus faible que dans le cas de blocs, et présente
une anisotropie locale.
Figure 2 : Description du canal à houle
Pour chaque configuration de digue, 9 séries
d’essais ont été menées, correspondant chacune
à 9 couples de paramètres de houle (H,T) :
H = 0,4 m, 0,7 m, 1,0 m, et T = 3 s, 5 s, 7 s
(valeurs en nature). Toutefois, il convient de garder
à l’esprit le fait qu’il est nécessaire de connaître H
et C en pied de digue pour appliquer les équations
(14) à (16) ; ces grandeurs peuvent être estimées
en faisant appel à la théorie linéaire de la houle
(Dean et Dalrymple, 1984). Le runup est mesuré à
l’aide d’un peigne métallique conducteur (figure 2).
formules traditionnelles échouent dans ce cas. La
formule bien connue proposée par Van der Meer
(1992), par exemple, se lit (pour des enrochements)
(19)
où Ir0 est l’indice de déferlement (ou paramètre
d’Irribarren), défini par Ir0 =tanθ / √H/L0 (L0 étant
la longueur d’onde par grande profondeur). De Waal
et Van der Meer (1992) proposent en outre de
prendre en compte l’effet de la rugosité du parement
à l’aide d’un coefficient empirique. Ils proposent
une formule générique pour un parement lisse,
assorti de coefficients réducteurs (< 1) pour les
parements rugueux. Inversement, nous sommes
parti ici de la forme rugueuse (19), que nous avons
majorés (dans le cas de
rugosités modérées) par un
facteur 1,4, comme le
suggère le tableau mentionné
dans la référence précitée (De
Waal et Van der Meer, 1992,
p. 1763). Toutefois, comme
le montre la figure 3, même avec cette correction
la formule (19) sous-estime les runups de près de
40 % pour les parements peu rugueux. Pour la série
d’essais présentée ici, l’erreur relative moyenne
donnée par (19) vaut 20 %, tandis que le modèle
présenté ici ((14) à (16)) la réduit à 12 %.
Table 1 – Résumé des paramètres des expériences menées au
LNHE.
Caractéristiques de la digue en nature (θ = angle à
l’horizontale ; ζ = rugosité du parement).
2.2 Résultats et discussion
La figure 3 permet de comparer les valeurs de
runup mesurées aux prédictions fournies par les
formules proposées ici, soit (14) à (16). L’accord
est assez bon, en particulier pour les fortes valeurs
(correspondant à des rugosités relativement faibles).
A l’inverse, cette même figure montre que les
136 JST 2004
Figure 3 – Comparaison entre prédictions et mesures de runup.
Notre formule – éq. (14) à (16) : z ζ = 0,67 m et 0,57 m,
S ζ = 0,47 m et 0,02 m. Van der Meer (1992) – éq. (19) :
 ζ = 0,67 m et 0,57 m, U ζ = 0,47 m et 0,02 m.
Les hypothèses faites dans la première partie
peuvent être facilement vérifiées sur ce modèle
réduit. En particulier, l’hypothèse d’une langue d’eau
presque parallèle à la digue au voisinage de son
extrémité est clairement validée par la figure 4, dans
le cas d’enrochements comme dans le cas d’un
parement plus lisse.
La méthode est fondée sur l’idée qu’un fluide
peut être représenté par une collection de masses
élémentaires macroscopiques appelées «particules».
Chaque particule a, située au point ra, possède une
masse constante ma et porte une densité ρ a, une
pression pa, un vecteur vitesse ua, une viscosité
dynamique µa, et plus généralement d’autres
Figure 4 – Forme de la surface libre sur des enrochements (à
gauche) et sur une surface simulant un revêtement pavé (à droite).
quantités si nécessaire (température, énergie, etc.).
On considère ensuite qu’une fonction arbitraire A
relative au point r peut s’écrire sous forme d’un
produit de convolution avec un noyau spatial
arbitraire wh :
Dans le cas d’un revêtement en enrochements
(trois premières colonnes de la Table 1), le
paramètre b permettant la détermination de la
rugosité équivalente à partir de la taille des blocs
(ks = bζ) a été évalué à 2,7, valeur étonnamment
proche de celles souvent recommandées dans le
contexte de la sédimentologie, où les rugosités de
peau sont pourtant considérablement plus faibles.
Dans le cas du revêtement pavé (dernière colonne
de la Table 1), ce paramètre est bien plus élevé
(b=27), à cause de fortes recirculations locales
accroissant les pertes de charges (c’est d’ailleurs
le principe de ce type de revêtement).
(20)
où l’intégrale est étendue à l’ensemble du
domaine de calcul, le paramètre h représentant le
support de la fonction noyau. Pour passer à un
formalisme discret, on approche ensuite (20) à l’aide
d’une somme de Riemann (ou une approximation de
Monte-Carlo) :
3. Approche numérique
(21)
3.1 La méthode Lagrangienne SPH
La méthode numérique SPH (Smoothed Particle
Hydrodynamics) est une méthode entièrement
lagrangienne (sans aucun maillage ni grille de
calcul), développée à la fin des années 70 pour
résoudre des problèmes d’astrophysique. Ayant
connu un large essor dans les années 80, elle a
été rapidement adaptée à la modélisation des
fluides – avec un certain succès. Nous allons d’abord
exposer brièvement ses principes, avant de montrer
qu’elle permet de reproduire le phénomène
d’ascension d’une vague sur une digue. Pour plus
de détails sur SPH en général, on pourra se reporter
à Monaghan (1992), ou à Violeau et Issa (2004)
pour un rapide panorama de ses applications
possibles en dynamique des fluides turbulents.
où b est un indice discret représentant les
particules suffisamment proches de a pour interagir
avec elle. Le volume d’intégration dr’ a été remplacé
par le volume mb / ρ b de la particule b, tandis que
Ab représente la valeur de A au point occupé par b
et rab est la distance entre a et b. En dérivant (21),
on peut exprimer le gradient de A sous la forme
(22)
où Va représente un gradient pris par rapport
aux coordonnées de la particule a, tandis que wh(rab)
est écrit wab par souci de concision. Le même
JST 2004
137
procédé permet de traiter
n’importe quel opérateur
différentiel, si bien que le
formalisme SPH permet
d’estimer tout opérateur à
l’aide du seul noyau wh,
sans aucun maillage de
calcul. Dans une formule
telle que (22) et dans
toutes les équations qui
vont suivre, les sommes
Figure 5 : champ d’interaction d’une
discrètes sont restreintes
particule
aux particules b dont la
distance à a est de l’ordre de la longueur h (voir
figure 5) ce qui permet de conserver des temps de
calculs raisonnables. Un tableau de liens entre
particules est donc établi à chaque pas de temps.
A l’aide des éléments qui précèdent, il est
possible de montrer que les équations de NavierStokes se mettent sous la forme discrète suivante,
pour chaque particule a :
(23)
(24)
avec rab = ra – rb, uab = ua – ub et g l’accélération
de la gravité. L’équation (23) est une équation de
quantité de mouvement contenant des forces de
pression et de viscosité, et est utilisée pour estimer
les vitesses des particules à chaque pas de temps,
tandis que (24) est une forme SPH de l’équation
de continuité d’un fluide compressible, servant à
calculer leurs densités. Toutes deux peuvent être
intégrées en temps à l’aide d’un schéma eulérien
explicite d’ordre 1 (par exemple), suite à quoi les
positions sont obtenues par intégration ordinaire
des vitesses. La pression est enfin estimée par le
biais d’une équation d’état :
(25)
où ρ 0 est une densité de référence, c0 une
vitesse du son numérique et γ = 7 pour l’eau
(Monaghan 1994). Si c0 est suffisamment élevée,
l’équation (25) représente un fluide faiblement compressible, la pression servant de force de rappel
pour empêcher des particules voisines de trop se
rapprocher.
138 JST 2004
Figure 6 : Particules fictives
Les parois solides, souvent modélisées à l’aide
de particules exerçant des forces répulsives, ont
particules fluides cependant avantage à être
représentées par la méthode des particules fictives
ou «miroirs» (figure 6), dont la particules de bord
densité est imposée par symétrie grâce à l’équation
de continuité (24). La pression s’en trouve alors
symétrisée par rapport à la paroi, puisqu’elle est
reliée à la densité par (25), ce qui permet d’imposer
au bord Figure 6 – Particules fictives. une condition
de Neumann sur p.
Dans le cas d’un écoulement turbulent modélisé
par une approche de type «Reynolds», les vitesses
et pression sont considérées comme des moyennes,
ce qu’on notera dans la suite à l’aide d’une barre.
Si les contraintes de Reynolds sont modélisées à
l’aide de l’hypothèse de Boussinesq, fondée sur la
notion de viscosité turbulente, (23) et (24) prennent
la forme
(26)
(27)
(les écoulements considérés étant quasiincompressibles, on suppose ρa = ρa). Plusieurs
tentatives de fermetures ont été tentées, notamment
un modèle de longueur de mélange présenté par
Issa et al. (2004). Nous préférons présenter ici une
approche plus sophistiquée, fondée sur une
adaptation à SPH du modèle κ–ε (Violeau 2004).
On définit ainsi pour chaque particule une viscosité
turbulente cinématique νT,a = µT,a / ρa, une énergie
cinétique turbulente ka et un taux de dissipation εa,
reliées par la dépendance dimensionnelle suivante :
(28)
où Cµ est une constante empirique (Viollet et
al. 1998). Les quantités ka et εa sont estimées à
chaque pas de temps par des équations de
transport-diffusion prenant la forme SPH suivante :
de la hauteur d’eau maximale, que l’on compare aux
données expérimentales de Koshizuka et Oka (1996).
D’autres validations sont présentées dans Violeau
et Issa (2004).
Elles mettent en jeu des termes de production Pa,
de diffusion turbulente (avec kab = ka- kb et εab =
Ainsi validée, la méthode SPH semble être particulièrement appropriée à la modélisation du comportement de vagues à l’approche de digues, tant
pour estimer le runup ou les taux de franchissement
que pour calculer les efforts reçus. Le fait de disposer de particules pour modéliser les parois permet
d’ailleurs de les rendre facilement mobiles ; un batteur à houle numérique peut ainsi être construit
(figure 9). La figure 10 montre le comportement
des vagues simulées lorsqu’elles atteignent la digue.
Des simulations exhaustives permettront de mieux
évaluer l’impact des vagues sur des ouvrages complexes, munis de murs de couronnement ou de risbermes, sans avoir nécessairement recours à la
modélisation physique, plus longue et coûteuse à
mettre en œuvre. Il sera néanmoins nécessaire,
pour disposer d’un modèle fiable dans notre
contexte, de procéder à des validations quantitatives précises, en termes de répartition spatiale des
grandeurs cinématiques et turbulentes, ce qui sera
fait prochainement sur la base de données expérimentales appropriées (répartition des champs de
vitesses, par exemple). Ce travail fera l’objet de futures publications.
(29)
(30)
εa-εb) et de dissipation. La production est définie
par Pa = ν T,aS a ,Sa = √2Sa,ijSa,ij étant le taux de
2
déformation scalaire moyen. Toutefois, afin d’éviter
les trop forts taux de production en présence de
déformations élevées, on retient le modèle proposé
par Guimet et Laurence (2002) :
(31)
Le taux de déformation moyen de chaque
particule peut être estimé à partir de considérations
énergétiques sous la forme suivante (donnée ici
sans démonstration) :
(32)
avec uab = ⎜uab⎜. On utilise les valeurs
traditionnelles de coefficients (Viollet et al. 1998) :
Cµ = 0,09, σk = 1,0, σε = 1,3, Cε1 = 1,44 and
Cε2 = 1,92. Les équations (29) et (30) sont enfin
munies de conditions appropriées aux parois solides
(Violeau 2004).
3.2 Applications aux interactions houle Ouvrages
Le modèle présenté au paragraphe précédent est
au fondement du logiciel Spartacus-2D, développé
au LNHE. On présente ici l’effondrement d’une
colonne d’eau de 2 m de haut (représentée par
13 000 particules fluides) sous l’effet de la gravité,
dans un bassin de 4 m de long. La figure 7 montre
l’évolution de la surface libre et du champ de vitesse
scalaire (les particules n’y sont pas visibles pour des
raisons de clarté), tandis que la figure 8 donne une
validation fondée sur l’évolution du front d’onde et
JST 2004
139
Figure 7 (ci-dessus) – Effondrement d’une colonne d’eau
simulée avec 13 000 particules fluides par la méthode SPH.
Amplitude de la vitesse à différents instants
Figure 8 (ci-contre) – Effondrement d’une colonne d’eau simulé
avec la méthode SPH (–). Position X du front d’onde et hauteur
d’eau maximale H et validation à l’aide des expériences (|) de
Koshizuka et Oka (1996).
On présente aussi en figure 11 un essai d’impact de vague sur un mur vertical en 3 dimensions (les
simulations précédentes étant restreintes à deux dimensions). Ce travail, fondé sur le développement d’une
simulation des grandes échelles (LES) pour la modélisation de la turbulence, est présenté en détail et
validé par Issa (2004).
140 JST 2004
Figure 9 (en haut) - Modélisation d’un batteur à houle et
propagation de vagues à l’aide de la méthode SPH
Figure 10 (ci-dessus) - Ascension d’une vague sur une digue :
approche nuémrique à l’aide de la méthode SPH (les particules
ne sont pas visibles ici).
Figure 11 (ci-contre) Modélisation de l’impact d’une vague sur
un mur vertical : approche tridimensionnelle avec SPH (Issa
2004)
REMERCIEMENTS
L’auteur remercie J.-M. Menon, qui a mené la campagne de mesures présentée au paragraphe 2,
ainsi que R. Issa, co-auteur du logiciel Spartacus-2D faisant l’objet de la troisième partie.
JST 2004
141
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Elaboration de deux formules analytiques et validation sur modèle physique, rapport EDF/LNHE n° HP75/02/014/A.
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Ecoulements incompressibles dans les circuits, canaux, rivières, autour de structures et dans
l’environnement. Presses de l’Ecole Nationale des ponts et Chaussées.
142 JST 2004
C OMPOR TEMENT
NON - LINÉAIRE
Jérôme Brossard
Laboratoire de Mécanique,
Physique et Géosciences
Université du Havre
brossard@univ-lehavre.fr
1. Introduction
Les structures de protection portuaire ou côtière
construites ou projetées actuellement, comme, par
exemple, les digues de Dieppe, de Monaco, etc…,
posent des problèmes nouveaux qu’il convient
d’abord de révéler et ensuite de traiter. Les
géométries de ces ouvrages ont beaucoup évoluées
en relation avec le développement de nouvelles
techniques de fabrication et une meilleure
modélisation du comportement structurel. Ces
nouvelles géométries induisent des problèmes de
comportement hydrodynamique non rencontrés avec
de simples digues en enrochement par exemple.
Les avancées scientifiques associées à la
construction off-shore sont, bien sûr, disponibles et
utilisées, mais sont insuffisantes pour traiter par
exemple de certains effets induits par des ouvrages
portuaires ou côtiers sur l’agitation du plan d’eau
environnant.
Dans l’exposé qui suit, nous nous attachons à
mettre
en
évidence
des
phénomènes
hydrodynamiques non linéaires non pris en compte
par les concepteurs d’ouvrages et à en donner une
certaine quantification. Les phénomènes non
linéaires dont il est question ici se traduisent par
des transferts d’énergie des composantes
fondamentales
des
houles incidentes vers les
harmoniques
d’ordre
supérieur. Les amplitudes
de ces harmoniques sont,
parfois,
loin
d’être
négligeables et induisent
une agitation du plan
d’eau totalement sous
estimée jusqu’à présent.
Un autre effet de ce
fonctionnement
non
linéaire concerne les sollicitations de la structure ;
ce dernier aspect n’est pas traité dans ce qui suit.
HYDROD YNAMIQUE
DES OUVR AGES
Les résultats et analyses exposées ici, s’appuient
sur de multiples expérimentations en canal à houle
réalisées au Laboratoire de Mécanique, Physique
et Géosciences à l’université du Havre. Ces
expérimentations portaient, essentiellement, sur
trois types de structures : un caisson Jarlan, une
plaque immergée et une digue semi immergée. Dans
chacun de ces cas nous efforcerons de présenter
succinctement son fonctionnement au ‘premier
ordre’ (linéaire), puis de mettre en évidence les
phénomènes non linéaires
et enfin de les quantifier.
La plus grande partie
des résultats présentés
ont fait l’objet de
publications référencées
en fin de document.
2. Étude du caisson
Jarlan
Le brevet déposé dans les années 1960 par G.E.
Jarlan [1] a été une avancée significative pour limiter
l’agitation devant les ouvrages verticaux due à la
réflexion de la houle. Nous verrons au paragraphe 4
l’intégration d’un tel caisson à une digue.
2.1 Analyse linéaire
Son principe est extrêmement simple si on
l’interprète au premier ordre comme un
interféromètre. La paroi frontale perforée se
comporte alors comme un miroir semi-transparent
et la paroi arrière opaque comme un miroir parfait.
La combinaison des multiréflexions entre les deux
parois conduit aux résultats théoriques présentés
ci-dessous et tracés sur la figure 1.
Sur cette figure d est la distance entre parois et
L la longueur d’onde d’une houle monochromatique.
On constate qu’on obtient un minimum de réflexion
JST 2004
143
pour un rapport d =0,25 et qu’il peut s’annuler
L
théoriquement pour un coefficient de réflexion de
la paroi perforée seule de 0,5.
1,6
Rexpé.
coefficient de réflexion
1,4
Rth .lin .
1,2
1
Le comportement hydrodynamique réel de cet
ouvrage diverge donc des résultats des modèles
utilisés couramment aujourd’hui. Les effets induits
par une modélisation insuffisante sur l’efficacité
(sous estimation de l’amortissement) et sur le
dimensionnement optimal (via le rapport d/L) sont
économiquement importants.
2.3 Explication du phénomène et tentative
d’une modélisation plus pertinente
0,8
0,6
0,4
0,2
0
0
0,05
0,1
0,15
0,2
0,25
0,3
0,35
0,4
d/L
2.2 Observations expérimentales
Des mesures réalisées en canal à houle au
laboratoire ont données les résultats présentés sur
la figure 1. Dans les deux cas, les conditions sont
identiques. Les résultats expérimentaux ont été
obtenus par la méthode de sondes mobiles
développée au laboratoire [2].
Nous constatons deux phénomènes. Le
coefficient de réflexion mesuré a une valeur minimale
plus faible que ce que prévoit la théorie linéaire
utilisée ici et ce minimum de réflexion est atteint
pour un rapport d ≈0,17. Un modèle plus sophistiqué
L
[3] basé sur l’approche classique des écoulements
à potentiel même avec une condition de perte de
charge conduit à un résultat théorique semblable
au modèle simpliste ci-dessus et notamment ne
permet pas de retrouver la position du minimum de
réflexion.
Des visualisations de l’écoulement au travers les
orifices par bulles d’hydrogène montrent la présence
d’intenses anneaux tourbillonnaires de part et d’autre
de la paroi perforée (figure 2). Dès lors, l’hypothèse
d’irrotationnalité de l’écoulement ne peut être
soutenue plus longtemps.
Le développement des tourbillons a pour
conséquence de rendre l’écoulement turbulent
devant la paroi perforée et dans la chambre entre
les deux parois. Cette turbulence développée
provoque une dissipation beaucoup plus importante
que ce que peut reproduire une perte de charge
localisée aux orifices. Ce phénomène peut expliquer
qu’on obtienne une valeur plus faible pour le
coefficient de réflexion prédit par les modèles. Une
autre conséquence, peut être plus intéressante du
point de vue dimensionnement de l’ouvrage, réside
dans le fait que l’écoulement turbulent dans la
chambre induit aussi une modification de la vitesse
de propagation des ondes multi-réfléchies entre les
deux parois. Pour vérifier la crédibilité de cette
hypothèse nous avons développé [4].un modèle
simplifié d’écoulement turbulent en introduisant des
coefficients de diffusion turbulente dans le cadre
d’une théorie d’onde longue
Deux autres hypothèses très simplificatrices sont
avancées :
- la diffusion turbulente dans la direction
horizontale est supposée uniforme, soit :
νTx = cte
- l’intégrale sur une verticale du terme associé
à la stratification verticale de vitesse est
proportionnelle à la vitesse débitante à travers
la verticale, soit :
propagation
L’équation de conservation de la
quantité de mouvement horizontale est
alors :
paroi
perforée
surface
libre
En intégrant cette équation sur une
verticale on obtient :
12 mm
144 JST 2004
séparant des harmoniques de Stokes associés au
rapport fini de l’amplitude sur la longueur d’onde.
Ces harmoniques dits ‘libres’ sont le symptôme d’un
fonctionnement non linéaire.
ω et k vérifient l’équation de dispersion suivante :
La figure 4 présente les taux d’harmoniques
mesurés en correspondance avec l’évolution du
coefficient de réflexion mesuré.
Rexpé.
A2 réf. /A1 réf.
A2 réf./A1 inc.
3
Le coefficient ka induit ainsi un amortissement
de l’amplitude des ondes multi-réfléchies dans la
chambre et la célérité de propagation est déduite de
kp par la relation C = C = ω .
kp
Le coefficient de réflexion est obtenu par la même
expression que dans le cas du modèle linéaire.
Sur la figure 3 est représentée l’évolution du
coefficient de réflexion obtenue avec ce modèle en
comparaison avec les évolutions précédentes. Les
coefficients de diffusion NTy et νTx ont été ajustés
pour reproduire au mieux les valeurs expérimentales ;
soit, NTy = 58 et νTx = 0,2.
Rexpé.
Rth. avec dissipation
Rth.linéaire
coefficient de réflexion
1.4
1.2
1
0.8
0.6
0.4
0.2
0
0
Figure 3
0.1
0.2
0.3
0.4
d/L
Ces résultats montrent que l’introduction des
termes de diffusion turbulente permet d’une part
de modéliser l’amortissement dans la chambre entre
les deux parois et d’autre part rend bien compte du
décalage du minimum de réflexion par rapport au
modèle linéaire.
Un troisième effet du développement des
tourbillons est de permettre le transfert d’énergie
du mode fondamental vers les harmoniques d’ordre
supérieur. La méthode expérimentale utilisée permet
de mesurer très précisément les amplitudes des
harmoniques issus de ce transfert d’énergie en les
Rexpé. et A2 réf./A1 réf.
2.5
dont on déduit le nombre d’onde :
0.18
0.16
0.14
0.12
0.1
0.08
0.06
0.04
0.02
0
2
1.5
1
0.5
0
0
0.1
0.2
0.3
A2 réf./A1 inc.
qui, avec les conditions aux limites linéarisées,
donne une solution propagative de pulsation ω et
de nombre d’onde complexe k pour l’onde se
propageant dans la chambre.
0.4
d/L
Nous constatons que lorsque la réflexion est
minimale (réflexion calculée avec les amplitudes
des modes incident et réfléchi) le taux d’harmonique
est important d’où une agitation du plan d’eau non
prise en compte par les modèles linéaires.
3. Comportement d’une plaque horizontale
immergée
L’utilisation d’une plaque immergée à proximité
de la surface libre a été envisagée dans les années
80 lors des premières réflexions sur l’extension du
port de Monaco [5]. En théorie, elle est très simple
de conception. Elle paraît bien adaptée dans les
zones de grandes profondeur et lorsque le seuil
admissible d’agitation en aval n’est pas trop bas.
Ce système assure aussi une excellente continuité
du milieu marin. Cependant ce genre d’ouvrage est
peu utilisé mais le concept a été vraisemblablement
à la base du développement d’ouvrages récents.
De nombreuses
méthodes analytiques
ont été développées
pour modéliser le
comportement d’un
tel ouvrage [6] [7] [8].
surface libre
Les modèles anaplaque
lytiques proposés permettent
de
fond du canal
relativement bien
représentées les évoBrossard, 1989
lutions des coefficients de réflexion et
photographie 5
de
transmission,
donc les phénomènes au premier ordre mais surestiment la transmission d’énergie en aval de la plaJST 2004
145
que. Ces modèles ne sont pas capables de prendre
en compte le développement des tourbillons aux
extrémités de la plaque qui sont pourtant déterminant dans le fonctionnement de l’ouvrage. La photographie 5 suivante donne un exemple du
dégagement tourbillonnaire en aval. Ces tourbillons
interagissent fortement avec la surface libre et sont
ensuite convectés vers le fond par induction mutuelle.
transmis ! Il est évident ici qu’un calcul au premier
ordre ne donnant que les amplitudes des modes
fondamentaux est inadéquat pour traiter le problème
d’agitation du plan d’eau. Ce fait est amplifié quand
on raisonne en terme de cambrure car les
harmoniques d’ordre supérieur ont des longueurs
d’onde bien plus faibles que les modes
fondamentaux.
Comme dans le cas précédent, on peut supposer
que ces tourbillons vont transférer de l’énergie vers
les harmoniques d’ordre supérieur. Pour confirmer
cette hypothèse nous avons réalisé de nombreux
essais en canal à houle en mesurant les modes
propagatifs de la déformation de la surface libre [9]
et les champs de vitesse [10].
La figure 7 montre que ce transfert d’énergie est,
comme pour le caisson Jarlan, fortement corrélé au
coefficient de réflexion de l’ouvrage. Ce constat
permet de mettre en garde le concepteur sur
l’opportunité de dimensionner l’ouvrage en
s’appuyant seulement les valeurs optimales de la
réflexion (et donc de la transmission) calculées sur
les amplitudes des modes fondamentaux.
Nous présentons ci-dessous quelques uns des
résultats obtenus concernant les taux d’harmoniques
libres du deuxième ordre mesurés pour une
immersion de la plaque de 24%.
La figure 6 présente les évolutions de ces taux
rapportés aux amplitudes des modes fondamentaux
pour les modes incident, réfléchi et transmis.
Figure 6
24%
1.20
2nd fr ee mode /
fundamental
1.00
0.80
incid en t
0.60
transmitted
0.40
reflected
4. Cas d’une digue semi-immergée
Les résultats présentés ici sont issus d’une étude
réalisée au laboratoire sur le projet d’extension du
port de Nice [11]. L’une des solutions envisagées
était la construction d’une digue semi-immergée
comportant un caisson Jarlan du côté mer pour
diminuer l’agitation du plan d’eau due à la réflexion
et ainsi permettre des accostages de navires en
extérieur du port.
Sans le caisson Jarlan cette digue est
conceptuellement très proche de la digue de
Monaco.
0.20
0.00
0
5
10
15
20
wavenumber K
25
30
0.8
0.7
0.8
0.6
0.5
0.6
0.4
0.4
0.3
0.2
0.2
0.1
0
0
0
5
10
15
20
wavenumber K
25
30
Nous constatons que le transfert d’énergie
s’effectue en aval de la plaque et donc concerne
l’agitation transmise. Le taux maximal observé est
de l’ordre de 1 pour cette expérience, ce qui signifie
que l’amplitude du second harmonique transmis a
la même amplitude que le mode fondamental
4.1. Intérêt du caisson Jarlan
Afin de mettre en évidence l’intérêt du caisson
Jarlan et ses effets secondaires nous avons d’abord
modélisé et expérimenté une structure sans caisson
Jarlan, donc un ouvrage semi-immergé avec deux
parois verticales imperméables. Le modèle est
analytique avec prise en compte de modes
évanescents au droit des singularités géométriques.
r
z
L
r
x
h
0.9
reflection
i
1
(A 2/A 1)tr.
reflection coefficient
1
1.2
2nd tra ns mitted ha rmo nic
ra te
caisson Jarlan
Figure 7
2 4%
III
I
II
O
146 JST 2004
La figure 8 présente les évolutions des coefficients
de réflexion et de transmission en fonction de la
période de la houle régulière générée dans le canal.
Les écarts entre le modèle et les résultats
expérimentaux sont dus, probablement, à la
dissipation négligée par le modèle à potentiel. On
remarque que cet ouvrage fonctionne comme un
filtre passe bas.
On retrouve dans l’évolution du coefficient de
réflexion l’effet du caisson Jarlan du paragraphe 2.
Ceci est encore plus évident en présentant
l’évolution du coefficient de réflexion en fonction du
rapport largeur de caisson L2 sur longueur d’onde λ
en amont comme sur la figure 10.
0.7
i = 0.08 m
0.6
0.6
refle ction coe fficient Cr
Ct model, 3 eva. modes
Ct experimental
0.4
0.3
0.2
0.1
0.3
0.2
0.1
0.10
0.15
Figure 10
0.5
0.6
0.7
Figure 8a
0.8
0.9
1.0
1.1
1.2
0.9
0.8
0.7
Cr model, 0 eva. mode
Cr model, 2 eva. modes
Cr model, 3 eva. modes
Cr experiment al
0.5
0.5
0.6
0.7
0.8
Figure 8b
0.9
1.0
1.1
1.2
1.3
0.30
Si on représente l’évolution du coefficient de
réflexion en fonction du rapport largeur de caisson
L2 sur la longueur d’onde λ’ calculée sur la base
de la hauteur d’eau, non plus en amont de l’ouvrage
mais, à l’intérieur du caisson on obtient les
évolutions de la figure 11.
wave period T (s)
L’adjonction d’un caisson Jarlan en amont de
l’ouvrage modifie complètement le fonctionnement
en terme de réflexion comme le montre la figure 9
en comparaison avec la figure 8b.
L(m) est la largeur de la digue et i(m) son
immersion pour une hauteur d’eau h de 0,25m.
0.7
L=0.36-i=0.08
L=0.45-i=0.08
L=0.54-i=0.08
0.6
L=0.36-i=0.12
L=0.45-i=0.12
L=0.54-i=0.12
L=0.36-i=0.16
L=0.45-i=0.16
L=0.54-i=0.16
0.7
i = 0.08 m
0.6
i = 0.16 m
0.5
0.4
0.3
0.2
0.1
Figure
0.4
0.3
0.2
0.1
0
0.6
0.7
0.8
0.9
1.0
figure 9
wave period T (s)
1.1
1.2
i = 0.12 m
0
0.08
0.5
0.5
0.25
L’examen de la figure 9 montre qu’une immersion
supérieure à la moitié de la profondeur ne diminue
pas notablement la réflexion. On remarque, et cela
peut paraître paradoxal, qu’une moindre immersion
de la digue induit une augmentation de la réflexion ;
en fait c’est là que réside tout l’intérêt du caisson
Jarlan, son rôle sur la diminution de la réflexion est
d’autant plus grand qu’il concerne une plus grande
hauteur du milieu.
wave period T (s)
0.6
0.20
L 2/ λ
1.3
1
reflection coefficient Cr
0.4
0.05
0
reflection coefficient Cr
0.5
0
reflection coefficient Cr
transmission coefficient Ct
0.5
i = 0.12 m
i = 0.16 m
Ct model, 0 eva. mode
Ct model, 2 eva. modes
1.3
0.13
11
0.18
0.23
0.28
0.33
L2 /λ '
Ainsi on remarque que les minima du coefficient
de réflexion sont obtenus pour des valeurs très
voisines du rapport largeur sur longueur d’onde qui
sont proches de la valeur de 0,17 donnée au
paragraphe 2. Cette valeur éloignée de 0,25 traduit
le fonctionnement non linéaire de l’ouvrage
essentiellement dû ici à la présence du caissson
Jarlan.
JST 2004
147
4.2. Effets non linéaires
Les valeurs mesurées sont faibles par
rapport à celles relevées en réflexion en
amont de l’ouvrage.
i = 0.08 m
transmitted harmonic rate
i = 0.12 m
i = 0.16 m
0.06
0.05
0.04
0.03
0.02
0.01
0
0.7
Figure 12
0.8
0.9
1
1.2
wave period T (s)
Le comportement non linéaire est
essentiellement dû aux développements
des intenses tourbillons annulaires de part
et d’autre des orifices de la paroi perforée.
Ce comportement a pour effet de
transférer de l’énergie du mode
fondamental de la houle incidente vers
les harmoniques d’ordre supérieur comme
dans les cas traités précédemment. Cette
hypothèse doit conduire à observer un
taux d’harmonique faible en aval de
l’ouvrage (en transmission) et beaucoup
i = 0.12 m
0.30
1.3
i = 0.08 m
0.6
0.30
0.5
0.25
0.4
0.20
0.3
0.15
0.10
0.2
0.1
0.05
0.00
0
0.8
1
0.5
0.4
0.20
0.3
0.15
0.2
0.10
0.1
0.05
0.00
0
1.2 1.4 1.6 1.8 2
kh
1.2 1.4 1.6 1.8 2
kh
2.2 2.4 2.6 2.8
3
A 2.ref./A1 in c.
0.25
1
0.7
0.35
Cr
0.8
A 2.ref./A1 inc.
Cr
0.40
2.2 2.4 2.6 2.8
plus important en réflexion. C’est ce
qu’indiquent les résultats présentés sur
les figures 12 et 13.
Sur la figure 12 sont reportées les
valeurs du taux d’harmonique (rapport des
amplitudes du second harmonique
transmis et du fondamental transmis) pour
toutes les immersions et largeurs de
digues testées.
Figure 13
(k est le nombre d’onde et h la profondeur en amont)
Nous constatons que quel que soit
l’immersion il y a une forte corrélation de
la production d’harmoniques avec le
coefficient de réflexion (qui est une
caractéristique du premier ordre) ; ce
résultat est analogue à ceux des études
précédemment présentées.
3
i = 0.16 m
A 2.ref./A1 in c.
Cr
0.30
reflected harmo nic
rate
reflected harmo nic
rate
1.1
reflection co efficient
Cr
0.6
reflected harmo nic
rate
0.5
Sur la figure 13 nous ne présentons
les résultats que pour une largeur de
digue de 0,45m et pour trois valeurs
d’immersion. Les taux d’harmoniques
sont ici les rapports des amplitudes du
second harmonique réfléchi sur le
fondamental incident (et non pas
fondamental réfléchi), afin d’éliminer
l’effet multiplicateur dû aux faibles valeurs
de l’amplitude du mode fondamental
réfléchi ; ceci permet de constater le
transfert d’énergie intrinsèque au
fonctionnement non linéaire de l’ouvrage.
0.5
0.25
0.4
0.20
0.3
0.15
0.2
0.10
0.1
0.05
0.00
0
0.8
148 JST 2004
1
1.2 1.4 1.6 1.8 2
kh
2.2 2.4 2.6 2.8
3
reflection coefficient
Cr
0.07
reflection coefficient
Cr
0.08
Le taux d’harmonique peut atteindre 30% lorsque
la réflexion de l’ouvrage est minimale. Ainsi le seul
examen du coefficient de réflexion indique une
amplitude de vague réfléchie de l’ordre de 5% de
celle incidente alors que l’amplitude du second
harmonique atteint 30% de l’amplitude incidente.
5. Conclusions
Les exemples traités ici montrent la nécessité
d’analyser et de prédire le fonctionnement
hydrodynamique d’un ouvrage au-delà du premier
ordre. Les effets non linéaires peuvent être très
importants sur l’agitation du plan d’eau et aussi très
probablement sur les sollicitations des ouvrages.
L’analyse expérimentale est difficile car elle
nécessite la quantification des transferts d’énergie
du mode fondamental vers les harmoniques ; seule
une technique de mesure permettant de discriminer
et de mesurer tous les modes propagatifs est
adéquate.
La prédiction, quant à elle, nécessite de prendre
en compte les phénomènes physiques associés aux
développements des tourbillons ; ce qui exclu, a
priori, tous les modèles à potentiel. Cependant le
rotationnel est très concentré et localisé, au moins
dans la phase initiale du développement des
tourbillons à partir des singularités géométriques ;
ce constat conduit à envisager les méthodes
particulaires pour résoudre une partie des
problèmes.
De façon complémentaire, et pour un souci
d’optimisation des géométries des ouvrages, des
études plus phénoménologiques peuvent être
envisagées. Elles devraient permettre d’inventer de
nouvelles géométries permettant de contrarier les
effets non linéaires mis en évidence ou, pourquoi
pas, de les utiliser pour améliorer les performances
des ouvrages maritimes.
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JST 2004
149
150 JST 2004
H YDR A ULIC
AND
C OASTAL
STRUCTURES
IN INTERNA TIONAL PERSPECTIVE
K r y s t i a n W. P i l a r c z y k
Manager R&D, RWS/Dutch Public
Works Dpt.,
Road and Hydraulic
Engineering Institute,
P. O . B o x 5 0 4 4 , 2 6 0 0 G A D e l f t ,
The Netherlands ;
k . w. p i l a r c z y k @ d w w. r w s . m i n v e n w. n l ;
k.pilarczyk@planet.nl
Abstract : The objective of this paper is to bring
some international perspectives on the policy, design, construction, and monitoring aspects of
Hydraulic and Coastal Structures in general, and
whenever possible, to present some comparison (or
reasons for differences) between the experiences
of various countries and/or geographical regions.
This chapter reviews the trends of our hydraulic/coastal engineering profession and presents an overview
of the miscellaneous aspects, which should be a
part of the entire design process for civil engineering structures. This overview ranges from initial problem identification boundary condition definition and
functional analysis, to design concept generation,
selection, detailing and costing and includes an examination of the construction and maintenance considerations and quality assurance/quality control
aspects. It also indicates the principles and methods,
which support the design procedure making reference as appropriate to other parts of the chapter.
It must be recognized that the design process is a
complex iterative process and may be described in
more than one way. Some speculation on the possible future needs and/or trends in hydraulic and
coastal structures in the larger international perspective is also presented briefly.
Introduction
To place hydraulic and coastal structures in
international perspective of users one has at first to
define what we understand by this term. In general,
each man-made structure in contact with marine
environment can be treated as a coastal structure,
and when in contact with fresh water (river, reservoir,
estuary) as a inland or hydraulic structure. Applying
this definition, some traditional/standard civil
structures (e.g. a sheet pile, a bulkhead, a concrete
wall, etc) will become coastal structures when placed
in contact with marine environment, or hydraulic
structure when placed in contact with fresh water.
Sometimes, the term hydraulic structure(s) is used
as an umbrella covering both, inland and coastal
structures.
Usually, by coastal structures we imply a number
of typical structures such as breakwaters, jetties,
groins, seawalls, sea dikes, sea revetments, etc.
Usually the heavy hydraulic loading associated with
the marine environment distinguishes these
structures from more conventional land and inland
applications (hydraulic structures). Therefore, when
discussing coastal structures the same items are
also valid for hydraulic structures.
The discussion, however, cannot remain limited
to the technical subjects only. Most engineering
structures have a large impact on the environment,
and Society forces the engineering world to mitigate
the negative effects of works (if any) on the
environment.
When discussing the subject of coastal structures,
it is useful to indicate briefly the type of structures
and their terminology, and where coastal structures
play a role in the marine technology (see Figure 1).
As mentioned above, there are many ways of
classification and presentation of coastal structures.
For a quick orientation in the scope of functional
selection, the classification proposed by Van der
Weide (1989) can be applied (Figure 1b). Rock
structures can be classified using the ratio between
the hydraulic load (e.g., wave height, Hs) and the
strength (e.g., .D, where . = relative mass density
of material and D = representative size, i.e., stone
diameter); Hs/.D. This classification is shown in
Figure 1c.
Whenever possible, geographical differentiation
and international comparison (various safety
standards, use of local materials, equipment and
labour, etc.) will be taken into account when
discussing this topic. In general it is worth noting
that each region/country has its own problems and
its own solutions related to technical and economic
ability of the country.
JST 2004
151
activity for an engineer because
of multifunctional character and
multidisciplinary interactions and
responses namely, interaction
between complex hydraulic
loading, morphology, foundation
(geotechnical aspects) and
structural elements (stability)
(Przedwojski et al., 1995). It
should be stressed that the
integrated, multifunctional and
multidisciplinary approach to
planning and design of hydraulic
or coastal structures is still not yet
a common approach. Even in the
education process of engineers
this approach is not always
followed.
As indicated earlier, hydraulic
and
coastal structures are one of
Fig. 1a.-Classification
the
means to solve a water
of coastal structures
management
or a coastal
(SPM, 1984)
problem. Coastal erosion is one
of the most frequent coastal
problems. Erosion of the part of
Fig. 1c. Classification of rock
structures using Hs/.D-parameter
(Van der Meer, 1988)
Problem identification and
design process
In general, a coastal (or
hydraulic) structure is planned
as a practical measure to solve
an
identified
problem.
Examples are seawalls and
dikes, planned to reduce the
occurrence of inundation due
to storm surges and/or
flooding, or a shore or bank
protection structures to reduce
erosion.
Coasts and banks appear
in many landforms, yet all
coasts and banks have one
element in common: they form
the transition between land
and water. With the water
being a dynamic element, it is
clear that coasts or banks also
act dynamically. The design of
erosion control structures is
one of the most challenging
152 JST 2004
Fig. 1b - Classification of coastal structures
according to Van der Weide (1989)
transport of sand onshore
and on the dry beach,
while the tides express
themselves in a periodic
rising and falling of the
water and in tidal
currents. Strong winds
result in extreme stormsurges and high waves,
which are the dominant
factor for structural
stability of structures,
flood protection, etc. They
belong to “short” duration
phenomena although the
duration can be even in
order of days.
Coastal erosion can be
due to two fundamentally
different processes (RIKZ,
2002) : (i) erosion
duringa severe storm
surge,
and/or
(ii)
structural
erosion.
Process (i) can be
considered as a typical
(often
heavily,
but
temporary) redistribution
phenomenon. Sand from
the dunes and upper part
of
the
beach
is
transported during the
storm surge to deeper
water and settles there.
Under ordinary conditions,
the sand will usually
return partly to its preFigure 1c - Classification of rock strutures using storm position. Assuming
that there is no gradient
Hs/∆D-paramater (Van der Meer, 1988)
in longshore transport,
the total volume of sand
between some limits of a
the coast, which is often considered to be the most
valuable part, viz., beach and dunes (or mainland), dynamic cross-shore profile practically does not
is an example of such a problem. To understand the change due to the storm surge. Process (ii),
problem and to find a proper control measure one structural erosion, is quite different from erosion
must understand the hydraulic and morphological due to a storm surge. This erosion is in most cases
processes involved. Morphological processes cover due to morphological gradients (mainly, gradients
those physical processes, which eventually result in in longshore currents) along the coast. The volume
the modification of the shape of a coast. The of sand within a cross-shore profile reduces gradually
hydraulic and morphological processes in the coastal with time. Without additional measures, the upper
zone are governed by two primary phenomena, part of the profile (i.e. dune area) may also be lost
namely wind and tide. The winds are directly permanently. Changing the gradient in longshore
responsible for the generation of waves, currents current provides a way to reduce the erosion. When
and water-level fluctuations and as a result, for the an erosion control scheme to a structural erosion
JST 2004
153
problem is designed, one always needs to take into
account the consequences of the selected
alternative for the erosion process during storm
surges.
The methods of interference differ from each
other in a way they interfere with the coast. Where
the hard methods aim at reducing the sediment
transport along the coast or to try to contain the
sand on the beach or in the dunes, beach
nourishment merely supply sand which consequently
will be eroded again. The latter implies that in most
cases beach nourishments will have to be repeated
regularly in order to protect an eroding coastline in
the long term. When these beach nourishments can
be reduced, for instance by applying offshore
breakwaters, the investment of constructing the
offshore breakwaters may be paid back by the (long
term) reduction of the beach nourishments (CUR,
1997). All these factors must already be included
in the design of project scheme.
There is still much misunderstanding on the use
of dikes and seawalls and their possible
disadvantages related to the disturbance of the
natural coastal processes and even acceleration of
beach erosion. However, it should be said that in
many cases when the upland becomes endangered
by inundation (as in The Netherlands, Bangladesh,
Vietnam, and other countries) or by high-rate erosion
(possible increase of sea-level rise) leading to high
economical or ecological losses, whether one likes
it or not, the dike or seawall can even be a 'must'
for survival. The proper coastal strategy to be
followed should always be based on the total balance
of the possible effects of the counter measures for
the coast considered, including the economical
effects or possibilities. It is an 'engineering-art' to
minimise the negative effects of the solution chosen
(Kraus and Pilkey, 1988).
In general, designer has always to remember that
an effective application of (hard) measures to stop
or reduce the gradual erosion in the area under
consideration always will result in a reduced input
of sediments to the lee-side area. Often this reduced
input leads to (increased) erosion in the lee-side
area compared to the previous situation. Whether
this is acceptable or not depends on the particular
case. The lee-side consequences should always be
taken properly into account in studying solutions for
erosion problems (Pilarczyk, 1990, Pilarczyk and
Zeidler, 1995). In conclusion, before making a final
choice of a specific measure, the effectiveness and
consequences of applying such a measure should
be investigated with all available means. Some of
these means (models) can give probably only a
154 JST 2004
qualitative answer (show tendencies), but still can
be a very useful tool in helping to take a right
decision.
Substantial developments have taken place in
hydraulic and coastal engineering design over recent
years. These have been due principally to an
improved scientific understanding of the river and
coastal environment and to the development of
better analytical and predictive techniques –
particularly through mathematical modelling.
Although a number of calculation methods have
been developed and are applied, the mathematical
description of the hydro-morphological processes
and the consequent quantitative assessment of the
influence of structures on the behaviour of the
coastline still are in a first stage. Further developing
the description of these processes and incorporating
them in computer programs will be required in order
to have the tools available to design coastal
structures and predict their impact more reliably. A
number of promising attempts in this direction are
already done in various research centres in Europe,
USA and Japan (Van Gent, 1995, Hanson et al.,
1996, Larson et al., 1997, Hsu et al., 1999). The
closer international co-operation in this field is
needed to accelerate these developments, including
a proper validation using different geographical site
data. However, from the viewpoint of coastal
structures design (groins, offshore breakwaters, sea
walls, etc.), considerable further developments will
still be necessary before the design can be carried
out on a fully analytical basis. Experience and
engineering judgement still therefore form major
elements of good design practice for hydraulic and
coastal structures.
Despite of these new developments, a large
number of new designs all over the world have not
always been successful and the money spent on
existing systems has not always yielded the
anticipated benefits. As an example, inventory of
functioning of groins applied along Dutch coast has
indicated that about 50% of them do not fulfil the
functional requirements, and sometimes even have
an adverse effect. However, due to the relatively
high investment involved, the designers and local
authorities (to avoid to be blamed for a wrong choice)
often defend a certain choice of insufficient or even
nonfunctioning structures. But this wrong choice
reflects often only a real state of our knowledge and
not an inadequacy of a designer. There is an obvious
need for guidelines on the use and effectiveness of
coastal structure systems to assist engineers working
in coastal engineering planning and management
and to give them a basic understanding of design
practice.
At
the
problem
identification stage (see
example in Figure 2), the
presence of an existing or
future
problem
is
acknowledged and defined.
The acknowledgement of
an existing or future
problem is generally
accompanied
by
a
determination to find an
appropriate solution to that
problem. In the context of
this book, this solution will
probably consist of a
coastal
or
shoreline
structure, bed protection,
or any kind of maritime
works. Future problems may be foreseeable as a
result of predictable changes or may be generated
by proposed engineering works. A simple example
of the latter would be the need of protecting the
down drift part of a planned shoreline protection
(flank protection). Where several options exist, the
preferred solution should always be determined as
a result of cost/benefit analysis and consideration of
environmental impact.
Starting with identification of the problem (e.g.
inundation or shoreline erosion), a number of stages
can be distinguished in the design process for (and
life cycle of) a structure, the subsequent stages of
which are determined by a series of decisions and
Figure. 2 - Identification of coastal
problem Fig. 3. Main stages in
design process (Pilarczyk, 1990)
actions cumulating in the creation of a structure (or
structures) to resolve the problem. Post-design
stages (to be considered during design!) are the
construction and maintenance (monitoring and
repair) of the structure and, finally, its removal or
replacement. An overall formulation in flow chart
form is given in Figure 3.
From the design process/life cycle of a structure,
one must be aware that the design of a structure
may easily develop into a multidisciplinary process,
including
social
conditions,
economics,
environmental impact, safety requirements, etc.
Figure 3 - Main stages in desing process (Pilarczyk, 1990)
In conjunction with identification of the problem,
all of the boundary conditions, which influence the
JST 2004
155
problem and its potential solutions, must also be
identified. These boundary conditions are of various
types and include aspects of the following :
- planning policy (including environmental impact
aspects);
- physical site conditions;
- construction and maintenance considerations.
Planning policy aspects involve political, legislative
and social conditions and include a definition of
acceptable risk of failure/damage/loss of life and
acceptable/desirable environmental impacts.
Therefore, the functional design of hydraulic and/or
coastal structures, which aims to combine all these
functions and requirements, can be often a very
heavy task for the designer.
Future needs in polices and design philosophies
Design and construction of hydraulic and/or
coastal structures were for many centuries (actually,
up to mid- 20th century) based mainly on the system
of trial and error, with little scientific backgrounds.
However, there has been an increasing need in
recent years for reliable information on design
methodology and stability criteria of revetments
exposed to wave and current action. This need arises
partly from an increase in the number and size of
applications which have to be realised accordingly
to the higher safety standards, and partly from
constructing structures at specific locations where
they are exposed to more severe wave and current
attack (artificial islands, offshore breakwaters, river
and sea dikes, waterways and entrance channels
with increased intensity and loading due to
navigation, etc.).
In the past we have seen only too often, that
local experience determined the selection of type
and dimensions of the protection system. A satisfying
structure of the neighbours was copied, although
hydraulic loads and subsoil properties were different.
This led to designs, which were unnecessarily
conservative and consequently too costly, or were
inadequate and thus leading to high maintenance
costs. Actually, the technical feasibility and the
dimensions of protective structures can easily be
determined on a sounder basis and supported by
better experience than in the past. Often, the
solution being considered should still be tested in a
scale model since no generally accepted design
rules exist for all possible solutions and
circumstances.
Applied design methods, usually site- and
material-specific, require often different design
156 JST 2004
parameters, and vary considerably in reliability. As
a result, engineers experience particular difficulties
when comparing alternative options for new
structures and are very restricted in calculations of
failure risk and residual life. Bringing more worldwide
uniformity in design approaches is a very important
factor for overall improvement of reliability of coastal
structures. However, proper functioning of hydraulic
and coastal structures as an instrument in solving
water management and coastal problems is even
more important aspect. Both of these components
include risks. Managing these risks, equally when
there is a strong man-made (e.g. structure) or
nature-made component
(e.g. flood protection), basically means assessing
alternative options under uncertainty. The possibility
of multiple fatalities is one of the factors that can
vary between options. There is a number of
publications which help to increase the awareness
of societal risk, and show how to aggregate risks
from major hazards, disseminate available knowledge
of existing approaches, and exchange information of
applications from various domains (e.g., TAW, 2000).
The basic components of this integrated approach
are shown in Figure 4.
Figure 4 - General approach (TAW, 2000)
This is very important when structures have to
function as flood protection, especially for low-lying
areas. The higher, stronger and more reliable the
flood defences are, the lower the chance they will
collapse. Reducing the possibility of consequent
damage is the essential benefit of the level of safety
inherent in the flood defences. To provide these
benefits strengthening the flood defences demands
major investment from society. This covers not only
the money for flood construction and maintenance.
In many cases such construction or improvement
of the flood defence means damage to the
countryside, natural life or local culture. The
demands that are made on the level of protection
against high waters also have to be based on
balancing of social costs against the benefits of
improved flood defences (Jorissen and Stallen,
1998). However, the balance between costs and
benefits can also change as a result of changing
social insights, at last but not at least, the actual
occurrence of floods and flood damage, or the future
climate change. To include all these aspects in the
design, it is necessary to have the new design
techniques cantered on risk-based approach.
In future practice, the results of (much) improved
calculations should give rise to the discussion
whether the local standards have to be increased
(that means also further strengthening of flood
defences or other risk reduction measures) in order
to comply with existing standards for Group Risk or
that the present situation is to be accepted as good
practice. However, this discussion can only take
place based on an extensive policy analysis. At
present, such policy analysis cannot be fully drawn
up yet. A lot of technical and non-technical data
has to be collected and models have to be
developed, but there are more than technical
problems. This also implies the new requirements
concerning the education of engineers and/or the
need to work in multidisciplinary design teams.
Level of protection
Most design manuals are based on a
deterministic design philosophy assuming a design
water level and a design wave height of predicted
return period (say 1 in 50 or 100 years), and the
structure is designed to resist that event with an
acceptable degree of safety. Probabilistic design
methods, applied firstly on a large scale (in coastal
engineering) during design and construction of the
Eastern Scheldt Barrier in the Netherlands in 1980’s,
are still not yet a common design philosophy in
coastal engineering. However, their use is highly
increasing in recent years in western countries. In
probabilistic approach, the reliability of the structure
is defined as the probability that the resistance of
the structure exceeds the imposed loads. Extensive
environmental (statistical) data is necessary if
realistic answers are to be expected from a
probabilistic analysis, and it is mainly for this reason
that the procedures have not been frequently used
in the past. However, the more uncertainty one has
on environmental data and on structure response
calculations, the more important it is to use a
probabilistic approach. By using this approach one
can estimate the uncertainties and their influence
on the final result.
For the return period of environmental events
used in the design of hydraulic and coastal
structures, the actual value or values selected are
generally considered both in relation to the level of
protection required and the design life of the
structure. Both have an important bearing on the
subsequent benefit cost study. Where high risk is
involved and/or where scheme has a
disproportionately high capital cost (i.e. flood barrier
scheme, dikes protecting low-lying high density
housing/population) extreme return periods of up to
1 in 1000 (or even 1 in 10000) years are chosen
to ensure an adequate factor of safety. In case of
projects of national importance (i.e. flood protection
scheme), usually very costly, grant aid is sough from
central government (or international aid agency), in
which case agreement is reached early in the design
through consultation with the appropriate authority.
Design life
Existing Codes of Practice or Design Guidelines
often provide some information on the minimum
requirements for the design life of hydraulic and
coastal structures (usually as 20 years for temporary
or short term measures, 50 to 100 years for shore
protection structures and 100 to 1000 years or
more for flood prevention structures). However, the
proper choice of return period should be carefully
investigated base on type and required function of
the structure. Also, the probabilistic approach allows
to carryout the calculation with respect to cost
optimization, which can be a reasonable base for
the proper choice of the design return period.
Whatever the level of protection, there is always a
risk of damage by storms more extreme than the
design event. Unless the structure is maintained in
a good state of repair, the risk of damage is
increased in time.
Similarly, the limitations in the serviceable life of
some materials used in the construction (i.e.
concrete subject to abrasion, steel subject to
corrosion, timber subject to deterioration, etc.)
means that they cannot be expected to last the
overall life of the structure and, repairs and
replacement must be allowed for (must be planned
for already in the design stage).
It is unrealistic to expect to design any hydraulic
or coastal structure such that it will be free of
maintenance or repair during its lifetime.
JST 2004
157
Nevertheless, the ever-increasing requirement to
minimise maintenance costs in line with some
(national) economic restrictions has a considerable
influence on the type of solution ultimately accepted.
Cost optimization often shows that it is beneficial
to use heavier rock (often only with a little increase
of cost) than normally used in a rubble structure,
to reduce the risk of damage suffered and so reduce
the maintenance requirement (especially in case
when mobilizing of material and equipment can be
a problem). Conversely, where access and
maintenance are relatively easy and where the result
of failure is less serious, low capital-cost works are
often an economical and acceptable solution.
Failure modes and partial safety factors
(based on Burcharth, 1999 and others)
For the majority of coastal (or hydraulic)
structures, however, like breakwaters, groins and
revetments, there seems to be no generally accepted
safety or risk levels, and very few design standards
comprise such structures. Prof. Burcharth, a driving
force in Europe for reliability standards for
breakwaters, made in 1999 an interesting attempt
to discussion on the safety levels and ways of
implementing them in the design procedure of
breakwaters, at least in conceptual design stage.
In this stage, we basically are evaluating alternative
designs and it is of course important that we
compare designs with equal functional performance
and equal safety.
To continue the functioning of the hydraulic or
coastal structures during the prescribed lifetime,
their renovation/rehabilitation will be usually needed. In general, in
Figure 5 - Potential failure modes for
designing rehabilitabreakwaters (Burcharth, 1994)
tion or upgrading
works the engineer is
restricted to a much
more greater extent
than in new works by
the existing conditions. In some cases,
complete demolition
and reconstruction of
the structure (or its
part) can be considered as an optimum solution. The design of this type
A (coastal) structure can fail or be damaged in
of works is primarily conditioned by the inadequacy
several ways (Figure 5). Consequently, it is very
of the previous structure to fulfil its original purpose
important that the designer considers all the relevant
or to meet the requirements of a new and more
demanding standard or new
Figure 6 - Example of an event) tree for dikes
boundary conditions (i.e. due
and correlation between aims and products
to the climate change). In
some cases, the wrong functioning of the structure can
be proved (i.e. a loss of
beach in front of the sea
wall). In such a case, a radically different type of structural solution may be
evolved, which is more compatible with coastal (or river)
processes and the needs of
conservation and amenity,
(for example, introduction of
a shingle beach, sometimes
in combination with a groin
system, instead of a sea
wall, as it was often applied
in United Kingdom).
158 JST 2004
failure modes and assures a certain safety level for
each of them. The safety of the whole structure can
then be calculated by a fault tree analysis (see
Figure 6).
level (probability of failure) and structure lifetime.
This means that structures can be designed to meet
any target safety level, for example, 20% probability
of certain damage within 50 years.
It is generally accepted that for each failure mode,
implementation of safety in design should be done
by the use of partial safety factors linked to the
stochastic variables in the design equation, rather
than by an overall safety factor on the design
equation. An increasing number of national codes
(for concrete structures, soil foundation, etc.) and
the Euro Code are based on partial safety factors,
because this allows a more precise consideration
for the differences in parameter uncertainties than
an overall safety factor.
The PIANC partial coefficient system provides the
partial coefficients for any safety level, but no
recommendations about safety levels are given, as
it is left to the designer to decide on this. Decision
can and should be made on the basis of cost benefit
analysis (risk analysis). However, because such
analysis can be rather complicated and uncertain,
there should be defined in the national or
international codes and standards some design
target safety classes for the most common types of
coastal structures. This will certainly accelerate the
use of partial safety factors. The safety classes and
related failure probabilities could, for example, be
formulated as given in Table 1 (Burcharth, 1999a).
The useful background information can be found in
(Burcharth, 1994).
The principle of partial safety factors and fault
tree analysis related to flood defences is explained
in (CUR/TAW, 1990), and for coastal structures is
explained in Burcharth (1994, 1999). The formats
of partial safety factor systems in existing codes and
standards differ,
Table 1. Example of format for safety classes for permanent breakwater structures (numbers only illustrative)
but have the
same
shortcoming in
that
the
specified
coefficients are
not related to a
specific safety
level. They are
tuned to reflect
the historically
accepted
safety
of
conventional
designs, and
are organized
in broad safety
classes
for
which
the
actual safety level is unknown. Such format is not
Flood protection and management;
suitable for breakwaters and coastal defence comparative study for the North Sea coast
structures for which no generally accepted designs
Increasing population and development have left
and related safety levels exist.
coastal areas more vulnerable to a variety of hazards,
On this background, and using probabilistic including coastal storms, chronic erosion and
techniques, a new partial safety factor system was potential sea level rise. Development of coastal
developed for breakwaters, originally in the scope areas not only can create increased risk for human
of PIANC Working Group 12 on Rubble Mound life, it also can create a substantial financial risk for
Breakwaters (PIANC 1992). The new approach was individuals and the involved governmental agencies
subsequently used also for vertical wall structures in Absolute flood prevention will never be possible
the PIANC Working Group 28, and further expanded although its impact upon human activities can be
in the EU-MAST 2 and 3 projects Rubble Mound mitigated in areas of flood hazard. The challenge of
Breakwaters and PROVERBS, respectively. The flood prevention therefore is to provide an acceptable
system allows design to any wanted target safety degree of protection by physical infrastructure
JST 2004
159
combined with alternative means of risk reduction
against the most severe floods. A broad range of
coastal management functions require good
understanding of flooding in order to determine
effective policy and response.
In most countries, the provision of flood defenses
is undertaken by public authorities (national, regional
or local). Thus, the funding flood defense
infrastructure forms part of public expenditure and
vies with other services and budgets for a share of
national and local revenue both for expenditure on
new works and on maintenance of existing defenses.
Public expenditure on flood defense may be judged
on economic return at a national or regional level and
is often constrained by political judgments on the
raising and distribution of public finances. The timescales for such political judgments are driven by
many factors including public opinion, national and
international economic cycles, etc. It may be argued
that the provision of effective flood defense can
become a “victim” of its own success, with increase
pressure to reduce expenditure on flood defense
when the defenses appear to remove the flood
hazard and the impacts of the previous flooding
recede in the public and institutional memories.
Thus we may hypothesize a cyclic variation of flood
hazard determined by responses to major flood
events (Samuels, 2000). Superimposed upon this
160 JST 2004
cycle will be increases in vulnerability from economic
and social development within (coastal) flood plains
and changes in the climatic forcing and hydrological
response.
The problem of flooding is too complex for a
complete review. However, there are a large number
of excellent publications where useful information
on these problems and associated techniques can
be found (CUR/TAW, 1990, Przedwojski et al., 1995,
Meadowcroft et al., 1995, Vrijling, 1998, Jorissen
and Stallen, 1998, Koch, 2000, Oumeraci, 2001).
Also, as an example, the results of comparative
studies on coastal flooding for some countries along
the North Sea are presented below.
The countries along the North Sea coast enjoy
both the advantages and disadvantages of this
shared neighbour. All countries face the threat of
coastal floods to some extent, although the potential
consequences of a flooding disaster vary significantly.
Each country has developed a system of flood
protection measures according to the nature of the
threat, potential damages, and its historical, social,
political and cultural background. These measures
may range from coastal zone planning to evacuation
in emergency situations. In all cases, however,
construction and maintenance of flood defence
structures is the core of these measures.
Table 2. : Overview of flood protection policies
Recently, the North Sea Coastal Management
Group (NSCMG) has agreed to conduct a joint study
on the different approaches to safeguarding against
coastal flooding. The primary goal of research is to
improve communication between the various
countries on this subject. The study is limited to
coastal defence structures in the five participating
countries, namely: Belgium, the United Kingdom,
Germany, Denmark and the Netherlands (Jorissen
et al., 2001).
The safety offered by flood defence structures,
generally expressed as return periods of extreme
water levels, seems to vary quite a lot in the different
countries. In the United Kingdom, no safety levels
are prescribed. Indicative safety levels range from
less than 200 years to 1,000 years. In The
Netherlands, on the other hand, the legally
prescribed safety standards range from 2,000 to
10,000 years. The return period of an extreme water
level however, is only one indication of the actual
safety provided by the flood defence structures. In
practice, the applied data, design procedures, criteria
and safety margins determine actual safety. In
addition to all this, significant historical, social,
cultural and political differences contribute to the
variety of flood protection policies, especially with
regard to the authorities involved and responsibilities.
Table 2 compares some specific aspects of flood
protection policies in the five countries.
Manuals and codes
Unlike the majority of engineering designs, the
design of hydraulic and/or coastal works is not always
regulated or formalised by codes of practice or
centralised design and construction. In some
countries (e.g. Japan, China) the design of hydraulic
and coastal structures is based upon a national code
of practice, but usually it is based upon a design
manual or standardised design guidelines. Such
publications may have mandatory effect or be simply
advisory. Design Codes of Practice are more useful
for less developed countries (or countries with less
maritime engineering tradition) where, due to a
certain arrears in technological development, too
much freedom can lead to the unreliable designs.
However, such design codes must be prepared by
experts (or at least verified by experts) and
periodically upgraded. In general, it should be
recommended to upgrade the codes every five years.
In Europe, most countries are using design
guidelines instead of design code. A formal code of
practice (or a strict formalised design manual) are
usually considered to be inappropriate for coastal
engineering in view of the somewhat empirical nature
of the present design process, the diversity of factors
bearing on the design solution (often site
dependent), and still the major role that engineering
judgement and experience plays in the design
process. The term ‘guidelines’ implies that guidance
is given to the engineer responsible for planning and
designing coastal structures in that steps in the
design/planning process are described; and the
considerations involved are discussed, alternative
methodologies are set out and their present
limitations explained. Usually these guidelines are
officially formalized, but still they include a certain
freedom in their use; designer may deviate from
these guidelines when reasonable arguments are
provided or when better (more recent) approved
design techniques are used. In this way, designers
can follow the actual worldwide developments.
The Netherlands probably provides the best
example of construction and use of design
guidelines. As a low-lying country, dependent on
reliable water defence system, it requires high level
of safety and thus, also reliable design and
construction techniques. The responsible
departments of the Dutch government, under
supervision of the Technical Advisory Committee for
Water Defences (TAW), have supported the
production of a number of overall guidelines and
Technical Reports giving guidelines on a general
strategies and design philosophies, and on specific
technical subjects. These guidelines cover not only
the general design philosophy and methodology, but
also technical details on failure modes and
calculation methods (often developed in own
research programs when not available, or not reliable
enough on the market). These guidelines were often
used as a reference by other countries (especially,
countries around the North Sea) for establishment
of their own guidelines. The usual period of upgrading
these guidelines is about 5 years. There are national
standards in the Netherlands on specification of
materials (rock, concrete, timber, steel, geotextile,
etc., which are gradually replaced by European
Standards (EuroCodes).
In Germany, the Committee for Waterfront
Structures
has
produced
the
design
recommendations (EAU 1996, 2000). These are
not mandatory regulations, and so can be simply
up-dated annually if required. However, Germany is
known as a country with a long standardisation
tradition in civil engineering applications (German
DIN’s); it concerns specifications and design
methods in a wide range of various materials
(concrete, steel, timber, geosynthetics, earthworks,
etc.). Also, structural safety is treated by one of
JST 2004
161
these codes. Most of these codes will be actually
replaced by Euro codes. When designing coastal
structures or their components, reference is usually
made to these DIN standards.
In the UK there is little centralised design or
construction of coastal structures. In 1984, the
British Standards Institution (BSI) issued a Code of
Practice for maritime structures. This Code of
Practice is not, however, intended to be of direct
use in the design of coastal structures. While it
considers some subject areas in detail, some other
aspects of importance in the design of coastal
structures receive very little attention and/or need
updating. More information on organisational
aspects (policy responsibility) and standards and
technical guidelines in UK can be found in (Fowler
and Allsop, 1999).
In Spain, design of coastal structures is regulated
by a recent document: Recommendations for
maritime structures, ROM 0.2-99. The ROM
documents gather the leading state of the art
knowledge, as well as the extensive experience in
maritime engineering in Spain. The objective of the
ROM is to define a set of RULES and Technical
Criteria, that must be followed in the project design,
operation, maintenance and dismantle of Maritime
Structures, no matter the materials and methods
used in each of the project stages. Concerning the
structural safety, the ROM proposes different levels
of reliability analysis, for each of the mutually
exclusive and collectively exhaustive modes of failure,
depending on the general and the operational nature
of the maritime structure. Structures with small
values of the “nature” (definition of the importance
of structure and consequences of failure) can be
verified with a “partial safety coefficient level”, while
those with high nature values are enforced to be
verified with the application of a Probabilistic Level
II method. An overall procedure is set up in order
to guide the designer to fulfil the recommendations
prescribed in the program ROM. A software program
has been written in order to help designers to follow
the ROM. A new revised version of ROM is planned
for 2002.
Japan is known as a country working with rather
strict design standards. The history and recent
developments on design standards for maritime
structures in Japan are extensively outlined in the
three papers at Coastal Structures’99 ( Takahashi
et al., Mizuguchi et al., Yamamoto et al., 1999).
Originally, depending on the designation and usage
of a particular region, coasts were managed by four
governmental agencies (construction, transport,
fishery, and agriculture), each with its own standards
162 JST 2004
and regulations. This situation was very confusing
for everybody, especially because of different design
approaches and criteria. Recently, the Ministry of
Construction and the Ministry of Transport are
combined to the new Ministry of Land, Infrastructure
and Transport (MLIT) which fact clarifies the present
coastal management situation in Japan. Actually,
extensive revision of technical standards on coastal
facilities is under way. Already in 1999, it was
decided to revise the old ‘Technical Standards for
Port and Harbour Facilities’ and ‘Design Standard
of Fishing Port Facilities’ (see OCADI, 1999/2002).
Following that, the Japanese Committee on Coastal
Engineering is actually preparing Design Manual on
Coastal Facilities, which will be a base for a new
Japanese standard (Mizuguchi and Iwata, 1999).
Also, the Japanese Coastal Act (dated from 1956),
is under revision. The purpose of these revision
activities is to harmonise the different approaches
and to reflect progresses in coastal engineering from
the recent years. The neutral body like Japanese
Committee on Coastal Engineering is asked to guide
all these revision activities, and in this way to help
to resolve the differences within the Ministries
involved.
In United States, where the U.S. Army Corps of
Engineers is responsible for many coastlines, the
most frequently used guide is the Shore Protection
Manual (SPM, 1984). This is not an official
formalised national Design Code, but in practice it
is treated in that way, especially within the U.S. Army
Corps organization. This guide was a very modern
tool in the 70’s and was used worldwide for the
design of coastal structures. The advantage of this
guide was its completeness, clear style and
calculation examples. The disadvantage was its
conservatism and limited upgrading in new editions;
upgrading was only accepted when the faults
become very evident or when much experience with
some new techniques was gained, usually outside
the U.S.A. As a result, the new design techniques
developed often in US were at first applied in Europe
or other countries where European consultants were
active. Currently, SPM is being replaced by the new
and updated Coastal Engineering Manual (CEM,
2002), which becomes a very modern guide
reflecting latest developments and which, in
combination with recent Manuals on Rock
(CUR/CIRIA, 1991, CUR/RWS, 1995) can be
recommended for worldwide use as reference.
It should be mentioned here that during the
Coastal Structures’99 Conference, a special session
on “Guidelines, Standards and Recommendations
on Maritime Structures” was held. Speakers invited
from different countries around the World (Denmark,
France, Germany, Holland, Italy, Japan, UK, USA
and Spain) were invited to present the state of the
art and the level of development of guidelines in
their respective countries. Also, the PIANC Safety
Factor System for Breakwaters was discussed. From
the presentations, it seems that a large variety of
codes, manuals and guidelines with different scopes
and objectives are now available; moreover, it is
apparent that each country is writing their standards
without too much connection with other countries.
However, there are many similarities between these
documents.
to meet new defence standards may require the
engineer to determine the structural stability of the
existing structures in order to determine whether
the increased loading is capable of being
accommodated. To support the engineer in his new
task, new techniques for safety assessment and
new criteria for dealing with upgrading of existing
structures should be developed. In this respect, the
ability to benefit from lessons learnt from the
previous works is of paramount importance. The
Dutch guide on safety assessment of dikes can be
seen as an example of such development (Pilarczyk,
1998, TAW, 1996).
Concerning the structural safety, most of the
standards are using the Method of the Limit States
as a standard method for the verification of the
failure modes. Many countries are still using overall
safety factors, while others are developing or using
partial safety factors. In order to facilitate the design
of breakwaters to any target safety level, the PIANC
PTC II Working Groups on breakwaters developed a
system of partial safety factors corresponding to any
wanted safety level which can be considered as a
practical engineering way of using a probabilistic
level II method. The PIANC “method” is independent
as such of the level of environmental data quality.
The partial safety factors given are related to the
data quality (poor or good data sets). More details
on this subject can be found in the Proceedings of
this conference (Losada, ed., 1999).
Taking a long-term view, the nature of the
requirements will partly depend on the increasing
demands that might be made on the coastline due
to the continuing upward trend in leisure pursuits,
or a greater emphasis on conservation (CIRIA,
1986). Such development may well necessitate a
radical change of strategy in coastal defences but
it is impossible to predict the type of changes that
may result. However from the viewpoint of design,
it is already recognised that there is a need to
consider coastal engineering strategy over much
greater lengths of coastline and over a longer period
than at present. Some examples in this direction
can be found in the Netherlands (RWS, 1990, TAW,
2000) and in UK (MAFF, 1997, 2000).
Future design requirements (codes)
Technical developments will always go on
resulting in one or other way in further upgrading of
our knowledge and improvement of our design
standards. However, each new period brings some
new elements and problems, which should explicitly
be taken into account and planned in more structural
way. The type of design that will need to be
undertaken in the 21st century will reflect on one
side the type and magnitude of existing work
including their ageing and continuing deterioration,
which is seen to be mainly in the field of upgrading,
extension, rehabilitation and maintenance (CIRIA,
1986). On the other side, the new problems arising
due to the long-term changes affecting the coastal
regimes, such as the structural erosion in front of
coastal structures and the trend towards rising sea
levels, steeping of foreshores, land subsidence and
continue reduction of sediment supply from the
rivers. Some new flood elevation schemes in lowlying areas will probably be required due to new
safety standards.
The upgrading and extension of existing structures
Strategic planning on this scale would be helped,
if a comprehensive and detailed database of all the
existing hydraulic and coastal defences all over the
world existed. National authorities and international
organisations should initiate some actions for
development of such a database (including the
lessons learnt from failures) and preparing new
guidelines. The state-of-the-art review, which follows,
should be based on (international) discussion with
design engineers, contractors, research scientists
and administrators to present a balanced
presentation of a wide range of views. These
guidelines should set out the state of the art in each
subject area and comment on limitations in actual
knowledge.
The introduction of (internationally recognised)
guidelines should bring about an increase of reliability
(reduction of risk) and a (possible) reduction in the
overall cost to the nation of works by (CIRIA, 1986):
- helping the designer to identify the most
effective design solution;
- improving the overall level of design practice, so
as to reduce the number and cost of overdesigned and under-designed works;
JST 2004
163
- promoting common standards of planning and
design, thus improving the effectiveness and
co-ordination of coastline control nationally.
The future guidelines should serve a valuable role
in setting out a common framework for future
planning and design, and for helping to identify the
most effective of a number of alternative design
approaches with reference to the differences in
geographical conditions and economic developments
(abilities). Production of the guidelines must not
reduce the need to carry out further research into
the key areas of design but in opposite, it should
stimulate a new research in areas where our
knowledge is still limited. Moreover, not all situations
can be covered by guidelines, which refer more to
standard cases, and there will always be need for
additional research (i.e. model investigation) for
special problems and high-risk projects. In order to
maintain an overall coherence, the design guidelines
should be reviewed (internationally) periodically (say,
every 5 to max. 10 years) to introduce the advances
in the state-of-the-art, and incorporate new
experience.
Design Techniques
The design of hydraulic and coastal structures
subjected to currents and wave attack is a complex
problem. The design process and methodology are
summarised in Figures 7 and 8.
Figure. 7 Design process
and integrated
approach
Design methodology
When designing these structures, the following
aspects have to be considered :
- the function of the structure
- the physical environment
- the construction method
- operation and maintenance
The main stages, which can be identified during
the design process, are shown in Figure 7. The
designer should be aware of the possible
constructional and maintenance constrains. Based
on the main functional objectives of the structure a
set of technical requirements has to be assessed.
When designing a hydraulic or a coastal structure
(dike, seawall), the following requirements to be
met can be formulated :
1. the structure should offer the required extent
of protection against flooding at an acceptable
risk,
2. events at the dike/seawall should be
interpreted with a regional perspective of the
coast,
3. it must be possible to manage and maintain
the structure,
4. requirements resulting from landscape,
recreational and ecological viewpoints should
also be met when possible,
5. the construction cost should be minimised to
an acceptable/responsible level,
6. legal restrictions.
A very important stage in the design process is
that of making alternatives, both, in case of a
conceptual design (making choice of a solution) as
well as in a final design (optimisation of the structural
design). These are the moments in the design where
the cost of project/structure can be influenced.
Elaboration of these points mentioned above
depends on specific local circumstances as a type
of upland (low-land or not) and its development
(economical value), availability of equipment,
manpower and materials, etc. The high
dikes/seawalls are needed for protection of lowlands
against inundation while lower seawalls are often
sufficient in other cases. The cost of construction
and maintenance is generally a controlling factor in
determining the type of structure to be used. The
starting points for the design should be carefully
examined in cooperation with the client or future
manager of the project.
164 JST 2004
Level I Tools (Rules of Thumb)
Some examples of rules of thumb
(tools for first estimate) are given below.
a) Stability of revetments under wave
attack
(1)
with ξp= breaker similarity index on a slope;
ξp = tanα(Hs/Lop)-0.5=1.25Tp.Hs-0.5.tan α,
Figure 8 - Design methodology and tools
Note : the meaning of design levels I, II, and III
in Figure 8 is different from the terminology related
to the design levels using probabilistic approach as
discussed in previous Sections (Level I: overall safety
factors, Level II: only mean value and standard
deviation for stochastic parameters, and Level III:
actual distribution of stochastic parameters used).
This design methodology is shown schematically
on Figure 8, including also various simulation models
(design tools) required to evaluate the behaviour of
the structure in the various stages of design (Van
der Weide, 1989, Pilarczyk, 1990). In general, it
can be stated that in the course of the designprocess more advanced methods are used. The
actual choice, however, is dependent on the
complexity of the problems, the size of the project
and the risk-level, which is acceptable.
Depending on the objective, simulation can vary
from crude approximations and rules of thumb
(usually applicable at level I/conceptual design),
through accepted empirical design formulae with
their limitations (usually applicable at level
II/preliminary design), to sophisticated reproductions
of reality, using physical models, analogue
techniques or numerical models (usually applicable
at level III/final detail engineering). This kind of
methodology should be followed both, in a case of
functional design as well as in case of structural
design. Examples of level I tools (rules of thumb)
and level III tools (models) are presented below.
Level II tools can be found on the website :
http://ihe.nl/we/dicea/cress.htm
or http://www.cress.nl (CRESS-program).
Hs = significant wave height, ∆ = relative
mass density of units, D = thickness of
cover layer (= Dn50 for stone), α = angle
of slope, F = 2 to 2.5 for rock, = 3 for
pitched stone, = 4 to 5 for place blocks,
= 5 to 6 for interlocked blocks and cabled
block mats.
b) Maximum (depth-limited) wave height
(2)
where h is the local depth.
More precisely: use Goda’s graphs (Goda, 1985)
or ENDEC: http://www.cress.nl
c) Current attack :
(3)
where U is the depth-average velocity and g is
the gravity.
Multiply (3/4)D for a uniform flow and (3/2)D for
a non-stationary, turbulent flow.
d) Scour depth (hscour) and length of toe
protection (Ltoe prot.)
(4)
where Hs is the local wave height
e) Minimum length of protection of crest/splash
area
(5)
JST 2004
165
f) Granular filter
Level III tools (models)
(6)
for uniformly graded materials (for breakwaters . 3
to5), or more general :
D15up/D85down
breakwaters
5; material/soil tightness (for
3 to 4)
D15up/D15down
5; permeability criterion
D60/D10 < 10 ; internal stability (= uniform
grading)
(up = upper layer, down = lower layer)
Figure 9 - Geometrically closed granular filters
g) Geotextile filter (for uniform gradation of
subsoil)
(7a)
(7b)
h) Wave run-up, Ru2% (= 2% run-up exceeded
by 2% of waves only)
(8)
or more general :
where Hs= significant wave height, α = angle
of slope and ξp = breaker index ; for riprap,
use 0.6 Ru2%.
166 JST 2004
Knowledge of the relevant wave climate is crucial
to the design and construction of coastal structures
(do remember: rubbish in rubbish out). Good reliable
data measured over a long period is rarely available;
and in many cases limitations of time and/or cost do
not permit such data to be obtained. The alternative
is to derivate long-term estimates of wave climate
by hindcasting on the basis of wind data. Special
attention still deserves the prediction of wave climate
in areas exposed to hurricanes, typhoons, and
tsunamis, especially for countries, which do not have
own (proper equipped) forecasting services.
An
essential
parameter in the
design of hydraulic or
coastal structures is
the probability of
occurrence of severe
events (high water
levels, high waves).
The design procedure
based
on
the
probabilities of water
levels alone plus
appropriate wave height is presently widely applied.
However, this procedure does not reflect the full
picture, as it does not allow for the possible
correlation between the various parameter causing
extreme events (tide, surge magnitude, wind
direction, wave height and period). For an optimum
design the joint probability of all these parameters
should be taken into account. A number of recent
manuals and guidelines have included this as a
recommended approach; however, its application
needs more detailed statistical data and correlations,
and probabilistic calculation methods. (CUR/TAW,
1990, CUR/CIRIA, 1992, PIANC, 1992, CEM, 2002).
Further developments in this direction should be
stimulated, especially concerning the more userfriendly programs for reworking of statistical data into
the required full joint design probability.
The next important design activity is to transfer
the ‘offshore’ wave conditions into shallow water.
Actually, the most frequently used methods are 1D models as developed by Goda and by
Battjes&Janssen (ENDEC-model). This item is
currently the subject of the further improvement of
a number of computer programs of various levels
of sophistication. The most advanced method is at
this moment probably the SWANmodel (Simulating
Waves Nearshore), which was developed by the
Technical University of Delft in the Netherlands and
is a public domain model (Booij et al., 1996).
However, even this model still needs further
validation under various conditions. Shallow
foreshores considerably affect wave propagation and
hence wave impact and run-up on coastal structures.
This concerns for instance the evolution of wave
height distributions and wave energy spectra
between deep water and the toe of coastal
structures
As it was already mentioned, there are a number
of models available. As an example, two numerical
models have been applied in recent studies in the
Netherlands to model the wave propagation over
the foreshore and one numerical model has been
applied to model wave motion on the structure (Van
Gent and Doorn, 2001). The models applied for
wave propagation over the shallow foreshore are a
spectral wave model (SWAN; Ris, 1997 and Ris et
al., 1998) and a time-domain Boussinesq-type
model (TRITON; Borsboom et al., 2000, 2001). The
model applied for modelling wave motion on the
structure is a time-domain model based on the nonlinear shallow-water wave equations (ODIFLOCS;
Van Gent, 1994, 1995). SWAN model simulates
propagation of short waves. It does not model
processes where bound low-frequency energy
becomes free due to wave breaking, which is a
relevant process for situations with shallow
foreshores. For the modelling of wave breaking
(depth-induced wave breaking and white capping),
wave set-up, bottom friction and triad wave-wave
interaction the default settings were used. The
applied Boussinesq-type model is the twodimensional wave model for wave propagation in
coastal regions and harbours TRITON (WL | Delft
Hydraulics), which is described in Borsboom et al.
(2000, 2001). This efficient model simulates wave
propagation and wave breaking in the time-domain,
which also allows for simulation of processes where
bound low-frequency energy becomes free due to
wave breaking. This is a relevant process for
situations with shallow foreshores. Wave breaking
was implemented based on a new method where
wave breaking is modelled as an eddyviscosity model
in combination with a surface roller, similar to the
method applied by Kennedy et al. (2000). For the
determination of the eddy viscosity use is made of
the concept of surface rollers, as also applied by
Schäffer et al. (1992). In contrast to many other
existing models for wave breaking, this breaker
model in TRITON allows for modelling of more severe
wave breaking, as is the case in the discussed
applications.
The general impression from examining the wave
energy spectra is that the timedomain model
simulates both the spectral shapes and the energy
levels rather accurately for the conditions with
significant energy dissipation due to severe wave
breaking. Also the energy shift to the lower
frequencies is modelled surprisingly well. The
accuracy of the predictions for the wave periods is
higher than obtained with the spectral wave model,
though at the cost of higher computational efforts.
The model is considered as suitable to provide
estimates of the relevant parameters for wave runup and wave overtopping on dikes with shallow
foreshores.
For wave interaction with a dike the model applied
here is the time-domain model ODIFLOCS (Delft
University of Technology) which simulates wave
motion on coastal structures (Van Gent, 1994,
1995). Perpendicular wave attack on structures with
frictionless impermeable slopes is simulated by
solving the non-linear shallow-water wave equations.
Steep wave fronts are represented by bores. Use is
made of an explicit dissipative finite-difference
scheme (Lax-Wendroff), (Hibberd and Peregrine,
1979). Similar models have been shown to predict
well wave reflection and wave run-up on
impermeable rough slopes (Kobayashi et al, 1987).
Based on the investigations described in this
paper the following conclusions can be drawn:
The spectral wave model, applied for wave
propagation of short waves over the foreshore
(SWAN), yields valuable insight in the evolution of
wave energy spectra over the foreshore. It also shows
that the computed energy levels in the short waves
are rather accurately predicted, considering the
rather extreme energy dissipation in the tests. The
wave parameters Hm0 and Tm-1,0 at the toe of the
structure are both under predicted (13% and 21%
respectively), using the default settings of this
numerical model. Modifications of the numerical
model settings for this kind of applications might
improve the results. Further improvements of this
model could be dedicated to decrease wave energy
transfer to higher frequencies and to increase wave
energy transfer to lower frequencies.
The time-domain wave model applied for wave
propagation over the foreshore (TRITON) shows
accurate results for the wave parameters Hm0 and
Tm-1,0 at each position. The deviations at the toe of
the structure remain below 10% and 5% respectively
(based on the energy in the short waves). The
evolution of the wave energy spectra is rather
accurately simulated despite the extreme energy
dissipation. Also the energy transfer to lower
frequencies is clearly present. The model to include
wave breaking in this Boussinesq-type model
JST 2004
167
appears to be effective in reducing the wave energy
without significant loss of accuracy in the simulation
of wave energy spectra. Further validations of this
model include 2DH-situations with angular wave
attack, directional spreading and non-uniform depthcontours.
The time-domain wave model applied for the
simulation of wave interaction with the dike
(ODIFLOCS) shows that accurate results on wave
run-up levels can be obtained if use is made of
measured surface elevations of the incident waves
(on average 10% under predictions of the wave runup levels). The use of incident waves based on
numerical results from the spectral wave model
(SWAN) doubles the mean differences (18%)
because both numerical models lead to too much
wave energy dissipation. The use of incident waves
calculated by the time-domain wave model (TRITON)
reduces the differences significantly (on average
less than 3%) because the numerical models lead
to counteracting errors. Applying the two models
together led to relatively accurate predictions of the
wave run-up levels for the present data set.
Stability of cover layers; some examples
The sudden intensification of research on rubble
mound breakwaters in the 80’s was triggered by
several damage to a series of relatively new
breakwaters (Sines in Portugal, Arzew in Algeria and
Tripoli in Libya). Also a substantial number of damage
cases in Japan led to review of existing design
formulae and the development of the famous Goda’s
formula for vertical breakwaters (Goda, 1985). It
was evident that there were fundamental problems
with our methods of designing rubble mound
breakwaters. The failure of Sines, Arzew and Tripoli
breakwaters are described in Burcharth (1987). The
main causes of the failures were:
1) The relative decrease in armour unit strength
with increasing size was not considered and/or
taken into account. This was crucial for
slender, complex types of armour units
(Burcharth, 1980, 1987).
2) The second reason for the major failures of
rubble
mound
breakwaters
was
underestimation of the wave climate.
3) The third reason was bad model testing with
incorrect modelling of the structure and the
seabed topography.
A lot of research on the strength of slender
armour units followed these failures resulting in
strength-design formulae for Dolosse and Tetrapods
by which one can estimate the tensile stresses as
168 JST 2004
function of incident waves, size of the units and for
(Dolosse) the waist ratio. The tensile strength can
then be compared to the concrete tensile strength
in order to estimate if breakage takes place or not.
The formulae also provide the relative number of
broken units given the wave climate, the size and the
tensile strength of the concrete (Burcharth et al.,
2000). The failures involving broken slender concrete
units resulted in two trends :
a. return to bulky units like cubes, and
b. development in stronger complex (multileg)
units, still with hydraulic stability higher than,
for example, cubes. The Accropode is a result
of this development.
These failures also stimulated research into
concrete material strength problems related to
armour units. For example, Burcharth (1984) studied
fatigue for slender units. A thermal stress caused
by temperature differences in the concrete during
curing is a problem related to large bulky units.
Burcharth (1983, 1991, 1992) studied this problem
theoretically and by full-scale experiments for Sines,
and formulated some guidelines to avoid the
problem. The introduction of a hole in Antifer cubes
was a result of this work. The solution was necessary
for casting large cubes in the very hot climate of
Somalia (Burcharth, 1991).
All the older design were mostly based on
(simplified) formula of Hudson dated from 50’s,
which gained its popularity due to its simplicity and
the status of US Army Corps. However, the problems
with using this formula started in 70’s with
introduction of random waves and the necessity of
transformation of regular waves into irregular waves.
In 80’s, the number of testing facilities and test
results with random waves became so large that
the necessity of new design formulas became
evident. Note: the Hudson formula is still preferred
in some countries, e.g. USA, for shallow water
conditions.
The new research in 80’s provided more
understanding of failure mechanisms and new more
sophisticated formulae on stability and rocking of
rubble mound structures and artificial armour units.
Formulae developed by Van der Meer (1988) by
fitting to model test data, with some later
modifications, became standard design formulations.
However, the reason of this development was quite
different than above mentioned. To explain this we
have turn back to 70’th when the author was
involved in Delta project, the largest project of
damming tidal gaps in the Netherlands, following
the necessary actions after flood disaster in 1953.
The author has discovered at that time that there
was little known on stability of cover layers under
wave attack, and that the existing formulations
(Hudson, Irribaren, Hedar) were not perfect. He was
strengthened in his suspicion by research of John
Ahrens, a brilliant researcher from US Corps of
Engineers, who was probably too far ahead in time
for a general acceptance. Even in his home
organisation he never gained the recognition, as he
deserved; his work was never mention in US Shore
Protection Manual. Ahrens (1975) performed
extensive tests on riprap stability and the influence
of the wave period; the test were conducted in the
CERC large wave tank (with regular waves). Pilarczyk
(1983, 1984) continued to replot Ahrens’s data
and obtained surprising similarity with the later
design graph by Van der Meer (1988). This work by
Ahrens and his later research on dynamic stability
of reefs and revetments, together with work by van
Hijum on gravel beaches (Van Hijum and Pilarczyk,
1982), were the reason for the author to prepare a
proposals for a systematic research on static and
dynamic stability of granular materials (rock and
gravel) under wave attack. This program,
commissioned early 80’s to the Delft Hydraulics,
was successfully realized under direct guidance by
Van der Meer in 1988.
The basic structure of the Van der Meer formula
is such that the stability number H/∆D is expressed
in terms of natural or structural boundary conditions,
for example (the sample formula is valid for rock
under plunging waves) :
(9)
in which: Hs = significant wave height, ∆ =
relative mass density, Dn50 = nominal stone
diameter, P = permeability coefficient representing
composition of the structure, S = damage level,
and ξm = surf similarity parameter (Iribarren
number).
The work of Van der Meer is now generally applied
by designers and it has considerably reduced (but
not eliminated) the need to perform model
experiments during design process. We have always
to remember that each formula represents only a
certain schematisation of reality. Moreover, as far
as these formulas are based on experiments and
not based on fully physical understanding and
mathematical formulations of processes involved,
each geometrical change in the design may lead to
deviation in the design results, and to the need of
performance of model investigation. Another
advantage of the Van der Meer formulae over the
formula of Hudson is the fact that the statistical
reliability of the expression is given, which enables
the designer to make a probabilistic analysis of the
behaviour of the design (d’Angremond, 2001).
Note: the statistical uncertainty analysis for almost
all formulae (including Hudson) is given by Burcharth
in CEM (2002).
Following the same philosophy, Van der Meer
and others have modified and extended the formulae
for the stability of rock to many other aspects of
breakwater design such as stability of some artificial
units, toe stability, overtopping and wave
transmission. However, these latest formulae
(overtopping and transmission) are still in very
rudimentary stage and need further improvement
and extension. It concerns especially such structures
as submerged reefs with a wide crest where all
design aspects (stability, transmission, and functional
layout) are not understood properly yet. Some
experience with these structures is obtained in
Japan, however, the generally valid design criteria
are still absent.
What has been said for slopes under wave attack
is largely valid for slopes and horizontal bottom
protection under currents. The designer has a
number of black box design tools available, but the
understanding of the contents of the black box is
far from complete. Specifically when these black
box design formulae are used in expert systems,
one may in the end be confronted with serious
mistakes. If an experienced designer still realises
the shortcomings and limitations of the black box
formula, the inexperienced user of the expert system
can easily overlook the implication of it.
Although a reliable set of design formulae is
available, the main challenge in the field of rubble
mound structures is to establish a conceptual model
that clarifies the physical background of it. This will
require careful experimental work, measuring the
hydrodynamic conditions in the vicinity of the slope
and inside the breakwater. Burcharth et al. (1999c)
studied the internal flow process in physical models
at different scales and in prototype and developed
a method for scaling of core material, thus
minimizing scale effects on stability. Possibly, an
intermediate step has to be taken by developing a
2-D mathematical model (often called “numerical
flume”) that describes the pressures and flow field
with sufficient accuracy, examples of such
development can be found in (Van Gent, 1995,
Troch, 2001, Itoh et al., 2001). Experimental work
will also remain necessary to assess the influence
JST 2004
169
of turbulence. A second challenge is a further
exploring of the opportunity to use single instead of
double armour layers and further modification of
filter rules. This will lead to considerable savings.
The first results of these new developments are
promising, but it will take quite some time before
this research leads to engineering tools. Another
development (and also challenge for future) is the
multifunctional design of breakwaters (and may be
other structures), for example, a combination of
protective function with energy production (wave or
tide power), aquaculture, public space for
(restaurants, underwater aquarium/parks), etc. Many
activities in this direction are already undertaken in
Japan. More information on new developments in
design techniques and alternative design of maritime
structures, and the future needs for research, can
be found in ASCE (1995), PHRI (2001), and CEM
(2002).
It should be stressed that the proposed
developments for breakwaters were partly
stimulated/initiated by early developments in
understanding and quantification of physical
processes in block revetments (De Groot et al.,
1988, Burger et al., 1990, Pilarczyk et al., 1995,
Kohler and Bezuijen, 1995, CUR 1995, Bezuijen
and Klein Breteler, 1996, Klein Breteler et al, 1998,
Pilarczyk, 1998, 2000).
Wave attack on revetments will lead to a complex
flow over and through the revetment structure (filter
and cover layer), which are quantified in analytical
and numerical models (CUR, 1995, ASCE, 1995).
The stability of revetments with a granular and/or
geotextile filter (pitched stones/blocks, block mats
and concrete mattresses) is highly influenced by the
permeability of the entire revetment system. The
high uplift pressures, induced by wave action, can
only be relieved through the joints or filter points in
the revetment (Figure 10). The permeability of the
revetment system is a decisive factor determining its
stability, especially under wave attack, and also it
has an important influence on the stability of the
subsoil. The permeability of a layer of closely placed
concrete blocks on a filter layer with and without a
geotextile has been investigated in recent years in
the Netherlands in the scope of the research
programme on stability of revetments
The usual requirement that the permeability of
the cover layer should be larger than that of the
under layers cannot usually be met in the case of
a closed block revetment and other systems with
low permeable cover layer (i.e. concrete
geomattresses). The low permeable cover layer
introduces uplift pressures during wave attack. In
this case the permeability ratio of the cover layer
and the filter, represented in the leakage length, is
found to be the most important structural parameter,
determining the uplift pressure. The schematised
situation can be quantified on the basis of the
Laplace equation for linear flow (Figure 10). In the
analytical model nearly all-physical parameters that
are relevant to the stability have been incorporated
in the "leakage length" factor. For systems on a filter
layer, the leakage length Λ given as :
(10)
where: Λ = leakage length (m), D = thickness
of the revetment cover layer (m), b = thickness of
the filter layer (m), k = permeability of the filter layer
or subsoil (m/s), and k’ = permeability of the top
(cover) layer (m/s).
The pressure head difference, which develops
on the cover layer, is larger with a large leakage
length than with a small leakage length. This is
mainly due to the relationship k/k' in the leakage
length formula. The effect of the leakage length on
the dimensions of the critical wave for semipermeable revetments is apparent from the following
equation:
(11)
Figure 10 - Physical processes
in revetment structure
170 JST 2004
where: Hscr = significant wave height at which
blocks will be lifted out (m); ξop =
tanα/√(Hs/(1.56Tp2)) = breaker parameter (-); Tp =
wave period (s); ∆= relative mass density of cover
layer = (ρs -ρ)/ρ, and f = stability coefficient mainly
dependent on structure type and with minor
influence of ∆, tanα and friction.
This research has proved that the stability of a
revetment is dependent on the composition and
permeability of the whole system. of the cover layer.
Formulas have been derived to determine the
permeability of a cover layer and filters, including a
geotextile. Also, stability criteria for granular and
geotextile filters were developed based on the load
– strength principle, allowing application of
geometrically open filters, and thus allowing
optimisation of composition and permeability of
revetments. It is obvious that only a certain force
exceeding a critical value can initiate the movement
of a certain grain in a structure. That also means
that applying geometrically closed rules for filters
often may lead to unnecessary conservatism in the
design and/or limitation in optimisation freedom (see
Figure 11). Also, it often results in execution
problems especially when strict closed filter (with
many layers) has to be executed under water under
unstable weather conditions (Pilarczyk, 1994,
Schiereck, 2001).
Figure 11 - Application of granular filters (Schiereck, 2001)
In the scope of these studies, also the internal
strength of subsoil has been studied in terms of
critical hydraulic gradients. It was recognised that
to reduce the acting gradients below the critical
ones a certain thickness of the total revetment is
needed. This has resulted in additional design criteria
on the required total thickness of revetment to avoid
the instability of the subsoil. That also means that
granular filter cannot always be replaced by geotextile
only. For high wave attack (usually, wave height larger
than 0.5m or high turbulence of flow) the geotextile
functioning as a filter must be often accompanied
by a certain thickness of the granular cushion layer
for damping hydraulic gradients. All these design
criteria can be found in Pilarczyk (2000).
The main problem in extension of these
achievements to other applications (other
revetments, filter structures, bottom protection,
breakwaters, etc.) is the lack of calculation methods
on internal loads (i.e., hydraulic gradients) for
different structural geometry and composition. Also
the geometrically open filter criteria need further
development. Research in these fields is still needed
and will result in more reliable and cost effective
designs.
Verification of design
Not all hydraulic or coastal structures or their
components are understood completely; moreover,
the existing design techniques represent only a
certain schematisation of reality. Therefore for a
number of structures and/or applications the
verification of design by more sophisticated
techniques can still be needed.
Whilst certain aspects, particularly in the hydraulic
field, can be relatively accurately predicted, the effect
of the subsequent forces on the structure (including
transfer functions into sublayers and subsoil) cannot
be represented with confidence in
a mathematical form for all
possible configurations and
systems. Essentially this means
that the designer must make
provisions for perceived failure
mechanisms either by empirical
rules or past experience. However,
using this approach it is likely that
the design will be conservative. In
general, coastal structures (i.e.
revetments, sea walls, etc.) are
extended
linear
structures
representing a high level of
investment.
The
financial
constraints on a project can be so severe that they
may restrict the factors of safety arising from an
empirical design. It is therefore essential from both
the aspects of economy and structural integrity that
the overall design of a structure should be subject
to verification. Verification can take several forms:
physical modelling, full-scale prototype testing,
lessons from past failures, etc.
Engineers are continually required to demonstrate
value for money. Verification of a design is often
expensive. However, taken as a percentage of the
total costs, the cost is in fact very small and can
lead to considerable long-term savings in view of
the uncertainties that exist in the design of hydraulic
and coastal structures. The client should therefore
always be informed about the limitations of the
design process and the need for verification in order
to achieve the optimum design.
JST 2004
171
Materials and systems ; some examples
The cost of production and transportation of
materials required for hydraulic and coastal
structures is an important consideration when
selecting a particular design solution. Thus it is
important to establish the availability and quality of
materials for a particular site at an early stage when
considering design options. Using the available tools
and models, the structure can be designed to
perform the functional requirements. An additional
problem is that these functions will change with time
in service because of material degradation
processes. Therefore the designer’s skill must also
encompass consideration of durability and
degradation processes. A degradation models for
materials and structures should be developed so
that the whole-life consequences may be considered
at the design stage (NB. a provisional model for
armour stone, which considered rock and
environmental parameters, is presented in the
CUR/CIRIA Manual (1991).
Wastes and industrial by-products as
alternative materials
Domestic and industrial wastes and industrial byproducts form a still growing problem especially in
high-industrialized countries or highly populated
regions. A careful policy on application of these
materials in civil engineering may (partly) help to
reduce this problem. Current European policies aim
to increase the use of waste materials of all kinds
and to find economic, satisfactory and safe means
of their disposal. The use of waste materials in
hydraulic and coastal structures is limited by their
particle size distribution, mechanical and chemical
stabilities and the need to avoid materials which
present an actual or potential toxic hazard
(CUR/CIRIA, 1991, CUR/RWS 1995, Henneveld and
Van der Zwan, 1997).
In the Netherlands, due to the lack of natural
rock resources, the application of waste materials
in civil engineering has already a long tradition. The
extensive research on properties of waste materials
allows making a proper selection depending on
environmental requirements. Waste materials such
as silex, quarry wastes, dredging sludge (depending
on the source/location), and many minestone wastes
have little or no hazardous contamination. These
materials can be used as possible core,
embankment fill or filter material. The engineering
properties of many waste materials are often
comparable or better than traditional materials.
Slags have good friction properties due to their
angularity and roughness and typically have high
172 JST 2004
density. Mine wastes sometimes have poor
weathering characteristics, but are usually inert and
have satisfactory grading for deep fills. The fine
materials such as fly ashes and ground slags are
already in general use as cement replacement and
fillers. Good quality control, not only for limiting the
potential for toxic hazard, but also of the mechanical
properties of waste materials can considerably
increase the use of such low-cost materials in
appropriately designed coastal and bank protection
structures.
Geosynthetics and durability
Geosynthetics are relatively a new type of
construction material and gained a large popularity
especially in geotechnical engineering and as
component for filter structures. There is a large
number of types and properties of geosynthetics,
which can be tailored to the project requirements
(Pilarczyk, 2000). Geosynthetics have already
transformed geotechnical engineering to the point
that it is no longer possible to do geotechnical
engineering without geosynthetics; they are used
for drainage, reinforcement of embankments,
reduction of settlement, temporary erosion control,
and hazardous waste containment facilities (Giroud,
1987). These latest are very often planned as land
reclamation along the shores.
When geosynthetic materials or products are
applied in civil engineering, they are intended to
perform particular functions for a minimum expected
time, called the design life. Therefore, the most
common (and reasonable) question when applying
geosynthetics is ‘what is the expected/guaranteed
lifespan of these materials and products’. There is
no a straight answers to this question. Actually, it
is still a matter of ‘to believe or not to believe’. Both
the experimental theory and practice cannot answer
this question yet. However, the Dutch evaluation of
the long-term performance of the older applications
of geotextiles (back to 1968) has proved that the
hydraulic functioning was still satisfactory. A similar
conclusion has been drawn from the recent
evaluation of the long-term performance of
nonwoven geotextiles from five coastal and bankprotection projects in USA (Mannsbart and
Christopher, 1997).
The technology of geosynthetics has improved
considerably in the years. Therefore, one may expect
that with all the modern additives and UV-stabilizers,
the quality of geosynthetics is (or can be, on request)
much higher than in the 60s. Therefore, for the
‘unbelievers’ among us, the answer about the
guaranteed design life of geosynthetics can be at
least 50 years. For ‘believers’, one may assume
about 100 years or more for buried or underwater
applications. These intriguing questions on the
lifespan of geosynthetics are the subject of various
studies and the development of various test methods
over the world. Also, the international agencies
related to normalization and standardization are very
active in this field. The recent guide (European
Standard) of the European Normalization Committee
presents the actual ‘normalized knowledge’ on this
subject (CEN/CR ISO, 1998). The object of this
durability assessment is to provide the designing
engineer with the necessary information (generally
defined in terms of material reduction or partial
safety factors) so that the expected design life can
be achieved with confidence.
solutions. That was for the author the main reason
to write the state-of-the-art on application of geosynthetics and geosystems in hydraulic and coastal
engineering (Pilarczyk, 2000). Some of the recent
applications are shown in Figure 12.
These new (geo)systems (geomattresses,
geobags, geotubes, seaweed, geocurtains and
screens) were applied successfully in number of
countries and they deserve to be applied on a larger
scale. Recently, geocontainers filled with dredged
material have been used in dikes and breakwaters
in a number of projects around the world, and their
use in this field is growing very fast. Also, a number
of new applications for geosynthetic curtains and
screens have been developed and tested in practice.
Geosystems
In recent years traditional
forms of river and coastal
works/structures have become
very expensive to build and
maintain.
Various
structures/systems can be of
use in hydraulic and coastal
engineering, from traditional
rubble and/or concrete systems
to more novel materials and
systems
such
as
geotextiles/geosynthetics, natural (geo)textiles, gabions, waste
materials, etc. Moreover, there
is a growing interest both in
developed and developing
countries in low-cost or novel
engineering methods, particularly as the capital cost of
defence works and their maintenance continue to rise. The
shortage of natural rock in certain geographical regions can
also be a reason for looking to
other materials and systems.
This all has prompted a demand
for cheaper, less massive and
more environmentally acceptable engineering. However, besides the standard application in
filter constructions, the application of geosynthetics and geosystems in hydraulic and coastal
engineering still has a very incidental character, and it is
usually not treated as a serious
alternative to the conventional
Figure 12 - Some concepts on the application of geotextile systems
JST 2004
173
Because of the lower price and easier execution
these systems can be a good alternative for protective
structures in hydraulic and coastal engineering both
in developed and developing countries. The main
obstacle in their application, however, is the lack of
proper design criteria (in comparison with rock,
concrete units, etc.). In the past, the design of these
systems was mostly based on rather vague
experience than on the general valid calculation
methods. More research, especially concerning the
large-scale tests and the evaluation of the
performance of projects already realised, is still
needed. In Pilarczyk (2000) an overview is given of
the existing geotextile systems, their design methods
(if available), and their applications. Where possible,
some comparison with traditional materials and/or
systems is presented. The recent research on some
of these systems has provided better insight into the
design and applications.
Technology transfer and capactity building
Know-how/technology transfer is an important
expedient in the sustainable development of nations.
Technology transfer is sustainable when it is able to
deliver an appropriate level of benefits for an extended
period of time, after major financial, managerial and
technical assistance from an external partner is
terminated. Apart from clearly identified objectives
for Technology Transfer projects, proper project design
and well-managed project execution, essential factors
conditioning the survival of projects include: policy
environment in recipient institution/country,
appropriateness of technology and management
organisational capacity (Overbeek et al, 1991).
Technology Transfer means the transfer of
knowledge and skills, possibly in combination with
available tools, to institutions and individuals, with
the ultimate aim to contribute to the sustainable
development of the receiving institution (national) or
country (international). Professional educational
institutes are likely to restrict their work to specialised
education and training of individuals. Institutions,
however, generally aim at a broader approach. The
objective of Technology Transfer should be to reinforce
the capability of institutions and individuals to solve
their problems independently. The required support
can be indicated in a diagram differentiating between
the analysis and solution phases of engineering
problems. Obviously, knowledge and experience is
required on three levels to obtain optimum results:
- knowledge of the processes
- knowledge and experience in the use of process
simulation techniques
- experience in practical applications
174 JST 2004
Knowledge and experience can best be
transferred in phases during a project that runs over
several years. In many cases, however, budget
restrictions call for another approach. The advisor
may be called upon as a consultant, and the project
includes only some of the phases mentioned above.
Not only knowledge and skills must be transferred
to the client’s staff, but it must also be integrated
in the client’s organization for future, independent
use. In order to guarantee an efficient interaction
between the transfer and the integration activities,
distinction in phases is required. One may distinguish
the following realization phases:
1. professional
education
scientific/technological level)
2. professional
training
technology/skills/tools)
(general
(new/specific
3. development
phase
(physical/logistic
adjustments at recipient party)
4. institute support (advisory services/exchange
visits during project)
The necessary number of phases may vary
depending of situation (country, type of project).
Capacity building is important pre-condition for
the realization of future challenges and transfer of
know-how, especially for developing countries.
Hydraulic and Coastal engineering is a complex
art. At this moment a limited number of phenomena
can be understood with the help of the laws of
physics and fluid mechanics. For the remainder,
formulas have been developed with a limited
accuracy. In addition, input data are limited
availability and form another source of uncertainty.
Consequently, a sound engineering approach is
required, based on practical experience and
supported by physical and numerical models, to
increase the understanding of many phenomena
and to come up with sustainable solutions.
Especially, standard’ solutions do not exist in coastal
engineering; solutions very much depend on the
local circumstances as well as the social and political
approach towards coastal engineering. Consequently,
the transfer of coastal engineering knowledge is a
complex art as well.
Sustainable transfer of hydraulic and coastal
engineering technology at postgraduate level should
therefore aim at increasing the capacities and skills
of the engineers such that they are able to analyse
a problem correctly and identify possible directions
of solutions. Simply learning formulas and learning
standard solutions for standard problems are not
fruitful and even dangerous: such training does not
increase the engineer’s understanding of the
underlying processes and serious failures may be
the result. Transfer of hydraulic and coastal
engineering technology should therefore be problem
oriented, practical in nature and geared towards the
specific needs of the engineers following the training
programme (Verhagen, 1999).
A general trend can be observed from applying
rules to more conceptual thinking. Rules will change
fast, so it is more important for an engineer to know
the design philosophy. Also engineers have to learn
where to find the most up-to-date knowledge
regarding the design, which he is making at a certain
moment. Because the increased growth in science,
rules are outdated faster than in the past; this means
that in most cases engineers should not apply the
rules they have learned in university. So they should
be trained always first to verify if the design method
they learned in university is still valid. Engineers
should be trained in a flexible application of the
design methodologies they have learned. For design
purposes the use of complicated computer software
is increasing. The packages become more and more
user friendly, but the insight in the computational
process becomes less. This means that the direct
link between output and input is less obvious.
Engineers have to become more and more aware
of the need of checking the output of these programs
in inconsistencies (rather than on numerical
accuracy). Because of the high quality of
presentation methods of modern software, input
inconsistencies are often not recognized in time.
Engineers have to be trained to become more and
more keen on this problem (Verhagen, 1996).
Transfer of technology to developing countries
can also be a complex matter and needs properly
educated engineers. Copying solutions from the
western, industrial countries for application in
developing countries is in general not the best
solution for solving the problems of developing
countries. The main reason for that is that the
available resources in the developing world are
different from the resources in western countries.
In the industrialized countries there is a strong
tendency to solve problems in such a way that the
amount of required labor decreases, so a capitalintensive solution is searched for. The reason for
this is the very costly social system and the high
standard of living. This causes a big difference
between the hourly income and the hourly costs of
labor. In developing countries this difference is much
less, but on the contrary it is difficult and expensive
to import industrial products from elsewhere. Also
it is difficult to have sufficient capital available. For
those countries it is more economic to search for
solutions, which require hardly any investments, but
are relatively labor intensive. These solutions
generally require often more maintenance. However,
increased maintenance costs are sometimes very
pleasant, provided the initial investment is very low.
The cost of the solution can be spread over a longer
period without borrowing money for a capitalintensive solution. Maintenance is very important
for sustainability of the investment/projects.
Maintenance has to be done on the right moment.
Also, there has to be a maintaining agency and there
has to be a maintenance plan.
In solving these problems, one should always
analyse the cause of the problem. Sometimes it is
easier to change something in the estuary or river,
than to combat the erosion. When it is not possible
to take away the cause of the problem, then a
number of technical tools are available as discussed
in this book. In the design of these methods in most
cases a low-investment approach can be followed.
Low investment solutions generally require more
maintenance than capital-intensive solutions.
Therefore the construction has to be designed in
such a way that maintenance can be performed
easily, with local means, thus, with local materials,
local people and with local equipment. These
requirements are not very special and one can meet
these requirements easily. The main problem is that
one has to realise these points during the design
phase.
We may conclude from the above that modern
engineer must be educated in various technical and
non-technical fields. The task of engineers involved
in problems of developing countries should be the
adaptation (translation) the actual knowledge to
appropriate technologies suitable for their problems
and their possibilities.
Conclusions
Problem identification and understanding is very
important for a proper choice of solution to water
(flood) management and coastal problems.
Generally, it may be concluded that there are both
physical as well as social aspects to every problem.
As a consequence mere technical solutions often
turn out to be mistake. Furthermore, the future use
of coast in general should be tailored to fit within
the system, whether it is a recreational coast, a
wetland or an ecosystem. For sustainable
management, land use planning is required which
does take floodplains and coastal waters into
account. Proper quality of environmental boundary
conditions defines the quality of design. In many
JST 2004
175
cases, especially in less developed countries this
can be a main obstacle in design of hydraulic and/or
coastal structures. Further developments in
forecasting and transformation techniques should
be stimulated.
There are a large number of hydraulic and coastal
structures. For some of them, workable design
criteria have been developed in recent years (rubblemound breakwaters, riprap, block revetments, filter
structures, etc.). However, many of these
criteria/formulae are still not quite satisfactory, mainly
because they are lacking physical background, what
makes extrapolation beyond the present range of
experience rather risky. To solve this problem, it will
be necessary to continue physical model
experiments (on scale and in prototype) to develop,
validate and calibrate new theories. Moreover, there
is still a large number of systems with not adequate
design techniques, for example, groins,
submerged/reef breakwaters, a number of revetment
types (gabions, geomattresses), geosystems, open
filter, prediction and measures against scouring, etc.
However, opposite to the functional design, the
structural design can always be solved by the existing
means (design criteria if available or model
investigation), assuming availability of funds.
Functional design (especially for coastal problems)
is one of the most important and most difficult
stages in the design process. It defines the
effectiveness of the measure (project) in solving
specific problem. Unfortunately, there are still many
coastal problems where the present functional
design methods are rather doubtful, especially
concerning shoreline erosion control measures
(i.e. groins, sea walls). Also, adequate measures
against lee-side erosion (flanking) deserve more
attention.
Alternative (waste) materials and geosynthetics
and geosystems constitute potential alternatives for
more conventional materials and systems. They
deserve to be applied on a larger scale. The
geosynthetic durability and the long-term behaviour
of geosystems belong to the category of overall
uncertainties and create a serious obstacle in the
wider application of geosynthetics and geosystems
and, therefore, are still matters of concern.
The understanding of the coastal responses in
respect to the sedimentary coast and its behaviour
is at least qualitatively available. However, reliable
quantification is still lacking which make functional
design of shore erosion control structures very risky.
Much mathematical and experimental work is still to
be done. Because of scale effects, the experiments
176 JST 2004
will have to be carried out in large facilities or may
be verification is even only possible on the basis of
prototype observations over a long period. This work
is so complicated that international co-operation is
almost a prerequisite to achieve success within a
reasonable time and cost frame.
Research on hydraulic and coastal structures
should benefit from more co-operations among
researchers and the associated institutions.
Publishing basic information and standardised data
would be very useful and helpful in establishing a
more general worldwide data bank available, for
example, on a website. Systematic (international)
monitoring of realised projects (including failure
cases) and evaluation of the prototype and laboratory
data may provide useful information for verification
purposes and further improvement of design
methods. It is also the role of the national and
international organisations to identify this lack of
information and to launch a multiclient studies for
extended monitoring and testing programmes, to
provide users with an independent assessment of
the long-term performance of hydraulic and coastal
structures, including alternative materials and
systems
(geosynthetics,
geosystems,
alternative/waste materials, etc.).
Inventory, evaluation and dissemination of existing
knowledge and future needs, and creating a
worldwide accessible data bank are urgent future
needs and some actions in this direction should be
undertaken by international organisations involved
(PIANC, IAHR, UNESCO/WMO, US Coastal Council).
It should be recommended to organise periodically
(within time span of 5 to 10 years) state-of-the-art
reports on various subitems of hydraulic and coastal
engineering, which should be prepared by
international experts in a certain field. It can be
organised by creating semi-permanent working
groups on specific subject and their activities should
be paid from a common international fund, which
should be established by one of the international
organization.
Adjustment of the present education system as
a part of capacity building for solving future problems
should be recognised as one of the new challenges
in hydraulic and coastal engineering. It is also
important for the proper technology transfer to
developing countries and development and
maintaining of appropriate technologies for local
use. Moreover, solidarity must be found in sharing
knowledge, costs and benefits with less developed
countries which are not able to facilitate the future
requirements of integrated coastal management by
themselves (on its own) including possible effects of
climate change. More attention should be paid to
integration of technological innovation with
institutional reforms, to rise of awareness to change
human behaviour, to developing of appropriate
technologies that are affordable by poorer countries,
to promoting technologies that would fit into small
land holdings (local communities), and to capacity
building (education), which is needed to continue
this process in sustainable way.
Finally, there is a continuous development in the
field of hydraulic and coastal engineering, and there
is always a certain time gap between new
developments (products and design criteria) and
publishing them in manuals or professional books.
Therefore, it is recommended to follow the
professional literature on this subject for updating the
present knowledge and/or exchanging new ideas.
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Rel. Enging. and System Safety 59.
Key Words : hydraulic and coastal structures, applications, methodology, design codes, manuals,
developments, review, international perspective
182 JST 2004
R ÉDACTION D ’ UN
GUIDE SUR L’ UTILISA TION
DES ENROCHEMENTS DANS LES OUVR AGES
HYDR A ULIQUES
‘R OCK M ANU AL – 2 ÈME
S é b a s t i e n D u p r a y,
Chef de section, CETE de Lyon,
25 avenue F Mitterrand – BP 1 69674 Bron cedex
sebastien.dupray@equipement.gouv.fr
Michel Fons,
Directeur de projet, SOGREAH,
6 rue de lorraine - 38130 ECHIROLLES
michel.fons@sogreah.fr
Michel Benoit,
I n g é n i e u r - c h e r c h e u r, L a b o r a t o i r e
National d'Hydraulique et
Environnement (LNHE) - EDF
Division R&D
6 quai Watier – BP 49 –
7 8 4 0 1 C H AT O U c e d e x
michel.benoit@edf.fr
J e a n - J a c q u e s Tr i c h e t ,
C h e f d e d i v i s i o n , C E T M E F,
2 boulevard Gambetta - BP 60039
60321 Compiègne cedex
jean-jacques.trichet@equipement.gouv.fr
Résumé
Trois partenaires européens, Royaume-Uni, PaysBas et France, se sont associés pour produire un
guide technique autoporteur sur l’utilisation des
enrochements dans les ouvrages hydrauliques qui
sera publié en Anglais, Français et Espagnol. Cet
article présente tout d’abord l’essentiel des
références techniques disponibles sur le sujet, puis
les motivations et l’organisation adoptée pour la
rédaction de la seconde édition du ‘Manual on the
ÉDITION ’
use of rock in hydraulic engineering,’ plus connu
comme le ‘Rock manual’. Enfin, un point sur l’état
d’avancement du projet est proposé au lecteur.
Mots clés
Enrochements, digue, guide technique, ouvrages
hydrauliques, bonnes pratiques, Europe
Abstract
Three European partners, United Kingdom, The
Netherlands and France, are in association to draft
a self explanatory guidance document on the use
of rock in hydraulic structures, which will be
published in English, Spanish and French. This paper
presents the essential technical documentation on
the topic then the motivations for working at a
second edition of the ‘Manual on the use of rock in
hydraulic engineering’, also known under the nick
name ‘Rock Manual’. Finally, the point reached by
the project is presented to the reader.
Key words
Armourstone, breakwater, guidance, hydraulic
structures, best practice, Europe
1. Les documents de référence sur l’utilisation
des enrochements dans les ouvrages
hydrauliques
1.1. Définition
L’expression «ouvrages hydrauliques en
enrochements» couvre ici les ouvrages ou parties
d’ouvrages partiellement ou complètement construits
en enrochements (naturels ou artificiels), à savoir les
ouvrages maritimes, côtiers et portuaires les
ouvrages en voies navigables ou en rivières, les
protections de berges ou d’ouvrages, les protections
de barrage, etc.
1.2. Brève revue des documents existants
en France sur les enrochements
Jusque dans les années 1980, en France, les
ouvrages en enrochements naturels ne faisaient
l’objet d’aucune norme spécifique relative à leur
conception, à leur dimensionnement, à leur
construction, ni aux matériaux utilisés. En 1989,
le Laboratoire Central des Ponts et Chaussées
JST 2004
183
(LCPC) a publié le guide technique intitulé «Les
enrochements»1, fruit d’une collaboration entre le
Centre d’Études Techniques Maritimes et Fluviales
(CETMEF, ex-STCPMVN), le Réseau des Laboratoires
des Ponts et Chaussées (RLPC) et des
professionnels. Ce guide traite essentiellement du
volet matériau, sous l’angle de la prospection, de la
production, du contrôle qualité et des spécifications.
Il s’appuie sur des normes ou textes du domaine
géotechnique, notamment développés pour les
granulats ou la mécanique des roches, et propose
des méthodes alors innovantes.
Sur la problématique plus générale des digues
à talus en enrochements naturels ou artificiels, le
Laboratoire National d’Hydraulique (LNH) de EDF
R&D a publié en 1987 «Le dimensionnement des
digues à talus»2. Le CETMEF a également publié
des guides sur les ouvrages maritimes et fluviaux,
et notamment sur la conception et le
dimensionnement des digues à talus3 et des
protections de berges4.
1.3. Premières éditions du Rock Manual
C’est en 1991 qu’est produite la première version
du ‘Manual on the use of rock in coastal and
shoreline engineering’5, plus connu sous le nom de
‘Rock manual’, fruit d’une collaboration entre le
CIRIA anglais (Construction Industry Research and
Information Association ) et le CUR néerlandais
(Centre for Civil Engineering Research and Code).
Ce guide s’intéresse essentiellement à la conception,
au dimensionnement et aux matériaux de
construction des ouvrages maritimes et côtiers en
enrochements. Une édition élargie est proposée par
le CUR sous le nom ‘Manual on the use of rock in
hydraulic engineering’6 en 1995. Celle-ci couvre en
plus les ouvrages en rivière, en canaux, les barrages,
ainsi que les méthodes de construction.
1.4. Autres documents sur les ouvrages en
enrochements
Dans la littérature étrangère, il existe de
nombreuses publications sur les digues et ouvrages
en enrochements. En 1990, aux Etats-Unis, le US
Army Corps of Engineers (USACE) publie le guide
‘Construction with large stones’7. Ce guide a
principalement pour cible les maîtres d’œuvre. Il
présente les spécificités liées à l’utilisation de blocs
de rocher dans les ouvrages hydrauliques et il fait
des recommandations pour la production, le contrôle
et les spécifications de ces matériaux. La conception
et le dimensionnement sont traités dans le ‘Shore
Protection Manual’8 dans ses différentes versions
successives, et dans sa version la plus récente
(2003), renommée ‘Coastal Engineering Manual’9.
184 JST 2004
Quelques autres documents doivent être
mentionnés pour compléter l’inventaire des
documents de référence sur l’utilisation des
enrochements naturels dans les ouvrages
hydrauliques : les actes de la conférence de 1991
sur la durabilité des enrochements pour les
digues10, deux publications sur l’utilisation des
enrochements pour la lutte contre l’érosion de
l’ASTM11 et de Thorne12, le bilan des derniers
développements sur l’évaluation des propriétés des
granulats et des enrochements, édité par Latham13.
2. Les motivations pour une seconde édition du
‘Rock Manual’
Des changements importants dans le domaine
ont rendu nécessaire la mise à jour du ‘Rock Manual’
afin de le rendre conforme au contexte législatif et
normatif européen, d’intégrer les récentes
recherches et les meilleures pratiques actuelles.
Parmi les points importants, on peut mentionner les
suivants :
- En application de la directive ‘Produits de
construction’ (89/106/CEE)15 et sous mandat
M125 de la CE, le CEN a produit deux normes
spécifiques au matériau enrochement
EN 1338316, 17. Ces normes concernent tous
les matériaux naturels et artificiels, de taille
supérieure à 45 mm, à l’exception des blocs
bétons préfabriqués. Dans sa première partie,
cette norme donne les spécifications pour que
les ouvrages répondent aux exigences
essentielles sur les ouvrages à savoir :
résistance mécanique et stabilité, sécurité en
cas d’incendie, hygiène, environnement,
sécurité d’utilisation, protection contre le bruit,
économie d’énergie. Elle propose aussi des
exigences complémentaires qui peuvent être
nécessaires pour certains types d’ouvrages ou
d’environnement. La deuxième partie présente
les méthodes de prélèvement et d’essais
spécifiques aux enrochements. La version
française sera accompagnée de documents
nationaux et servira de référence aux
producteurs pour effectuer le marquage CE de
leurs produits avant mise sur le marché.
- L’intégrité des enrochements fait actuellement
l’objet d’une recherche franco-anglaise, qui a
pour but de proposer une méthode d’essai pour
déterminer la résistance in-situ d’enrochements
présentant des défauts potentiels. Elle vise
aussi à proposer une méthode d’estimation des
changements de granulométrie lors de la
construction et en service.
- La forme et la méthode de pose des
enrochements ont fait l’objet de recherches en
Angleterre. Elles permettent de mieux
comprendre et estimer leurs effets sur la
porosité et la stabilité de la carapace.
en décharge et préserver la ressource naturelle.
Des recherches récentes proposent des
méthodologies pour en étudier les utilisations
possibles et pour évaluer les impacts de ces
matériaux sur l’environnement.
- Les blocs artificiels en béton (Cubes Rainurés,
Tétrapodes, Accropodes, Core-Loc, etc.) dont
le comportement est assez proche de celui des
blocs naturels sont introduits avec leur
spécificités.
- L’estimation du coût global des structures
incluant la construction, les mesures
compensatoires et la maintenance se
généralisent. Ainsi, les éléments nécessaires
à l’évaluation de solutions alternatives (utilisant
des blocs artificiels en béton ou des gabions)
doivent être présentés.
- La mise en place des Eurocodes introduit un
nouveau formalisme pour la justification des
ouvrages. Il sera présenté dans les parties du
guide qui le nécessitent, notamment pour ce
qui concerne la géotechnique en intégrant le
formalisme développé dans l’Eurocode 7.
- Les outils et méthodes permettant de mesurer,
connaître et maîtriser les conditions de
l’environnement physique dans lequel sont
implantés les ouvrages ont progressé, qu’il
s’agisse des techniques de mesure in situ, des
logiciels de modélisation numérique ou des
installations d’essais en laboratoire. Grâce à
ces progrès, une meilleure connaissance des
conditions naturelles du relief et du sous-sol
est possible (bathymétrie, géotechnique,
dynamique des fonds). Il en est de même des
conditions hydrauliques (niveaux d’eau, vagues,
courants, glace,…), qui sont plus précisément
estimées et mieux caractérisées par les
méthodes actuelles.
- Un certain nombre de travaux et de recherches
ont été conduits ces dernières années,
notamment dans le cadre de projets de
recherche européens, sur les interactions fluidestructure appliquées aux digues à talus, ainsi
que sur la stabilité de ces ouvrages et leur
dimensionnement. Les résultats de ces projets
méritent d’être intégrés dans un guide de
dimensionnement, afin de pouvoir être utilisés
par l’ingénierie.
- La directive ‘habitats, faune, flore’
(92/43/CEE)14 a pour objet d'assurer le
maintien de la diversité biologique par la
conservation des habitats naturels et prévoit la
mise sur pied d'un réseau de zones protégées.
Les projets d’ouvrages hydrauliques à proximité
de zones humides sont donc largement
concernés par la mise en application de cette
directive.
- L’utilisation de matériaux alternatifs, secondaires
ou recyclés se développe pour limiter leur mise
3. Le projet ‘Rock manual’
3.1. Les grands principes de la collaboration
Suite à la proposition du CIRIE (Royaume-Uni),
une équipe composée de représentants hollandais,
anglais et français a décidé en avril 2003 de rédiger
une deuxième édition du ‘Rock manual’, avec
l’objectif d’intégrer les développements indiqués cidessus. L’Espagne a récemment rejoint l’équipe de
projet. Les principes qui régissent ce projet sont
présentés ci-dessous et ils permettent au lecteur
d’avoir une vision globale du contexte :
- Le ‘Rock manual – 2ème édition’ est un guide
technique présentant un bilan des bonnes
pratiques dans l’utilisation des enrochements
dans les ouvrages hydrauliques. Les innovations
du domaine sont mentionnées pour tenir le
lecteur au fait des derniers développements
dans les domaines scientifiques et techniques
concernés. Le guide technique propose des
méthodes et des outils appropriés à la
résolution de problèmes identifiés, mais il n’a
légalement ni le statut de norme ni de
recommandation.
- Les lecteurs ciblés pour ce guide sont les
maîtres d’œuvre et d’ouvrage, les bureaux
d’ingénierie, les producteurs d’enrochements,
les entreprises et les laboratoires.
- Les structures visées par ce guide sont les
ouvrages en enrochements, notamment les
ouvrages maritimes, côtiers et portuaires, les
ouvrages en rivières et en voies navigables, les
barrages en enrochements et les protections
de barrage.
- Le guide est ‘autoporteur’. Ainsi, il couvre la
conception, le dimensionnement, la construction
et la maintenance des ouvrages concernés, ainsi
que les matériaux de construction, i.e. les
enrochements naturels et l’essentiel de solutions
alternatives proches, à savoir, les blocs artificiels
en béton, les gabions.
JST 2004
185
- Le guide sera disponible en Anglais, Français
et Espagnol au format papier et électronique.
3.3. Le planning prévisionnel
Le projet est organisé en 7 phases successives,
comme présenté sur la figure 1.
- Des financements sont disponibles pour les
partenaires anglais (via
06/03
10/03
04/04
10/04
03/05
09/05
03/06
le CIRIA) et hollandais
(via le CUR), tandis que
la participation française au projet est 1 Phase 2
Phase 3
Phase 4
Phase 5
Phase 6
Phase 7
volontaire et autofinanpublication
cée par chaque particien français et
pant.
en espagnol
contenu
1er jet
document final
3.2. L’équipe de projet
ème
table des matières
2 jet
publication en anglais
L’équipe de projet est
composée d’environ 120 personnes, structurées en Figure 1 - Programme prévisionnel
trois groupes nationaux, auxquelles s’ajoutent
environ 30 experts européens et internationaux.
3.4. Le contenu du ‘Rock manual – 2nde
L’animation du projet est assurée par un comité de
édition’
pilotage. Un comité éditorial veille à la qualité
éditoriale du guide.
La table des matières, produite à l’issue de la
Les principaux partenaires dans l’équipe projet
sont :
- au Royaume-Uni : HR Wallingford, Imperial
College, Halcrow,
- au Pays-Bas : Rijkwaterstaat, Delft Hydraulics,
Technical University Delft .
La composition de l’équipe française est indiquée
dans le tableau ci-dessous. Cette composition n’est
pas définitive et peut faire l’objet d’amendements
pour intégrer de nouveaux membres dans la mesure
où leur participation s’intègre dans le planning
détaillé plus loin. Cette équipe associe le Réseau
Scientifique et Technique du Ministère de
l’Equipement, des entreprises, des bureaux d’études
privés ou publics et des maîtres d’œuvres privés et
publics.
Composition de l’équipe française :
Responsables de
chapitre - Auteurs
Relecteurs (en plus des
précédents)
CETMEF(a,c),
Cete
de LRPC Blois, LRPC Angers,
Lyon(a,b), Sogreah(a), EDF- Frabeltra, GTM, Bouygues,
LCPC,
Arrondissement
LNHE(c)
Interdépartemental des
Carrières du Boulonnais, Travaux Loire, Service
Compagnie Nationale du Navigation de la Seine, Port
Rhône, Port Autonome de Autonome de Marseille,
Rouen, Port Autonome du EDF-CEMETE, ENPC, Union
Havre, Marine Nationale, Nationale des Producteurs
de Granulats (UNPG)
LCPC, France-Gabion,
Note : (a) membre du comité de pilotage, (b) membre
du comité éditorial, (c) responsable de chapitre
186 JST 2004
phase 2, est présentée ci-dessous et permet au
lecteur d’appréhender le contenu du guide.
Table des matières à l’issue de la phase 2 :
1. INTRODUCTION
1.1 utilisations de l’enrochement,
1.2 approches pour le dimensionnement,
1.3 structures couvertes par le guide,
1.4 utilisations du guide
2. CONCEPTION ET REALISATION
2.1 introduction,
2.2 aspects fonctionnels,
2.3 aspects techniques,
2.4 aspects environnementaux,
2.5 aspects économiques
3. MATERIAUX
3.1 introduction,
3.2 enrochements naturels,
3.3 blocs artificiels en béton,
.5 gabions, 3.6 autres matériaux
4. CARACTERISATION DU SITE ET COLLECTE DE
DONNEES
4.1 données bathymétriques,
4.2 données hydrauliques : domaines maritimes
et côtiers,
4.3 données hydrauliques : domaines fluviaux et
navigation intérieur,
4.4 données géotechniques et reconnaissances,
4.5 données liées à la glace
5. PHENOMENES PHYSIQUES ET OUTILS DE
DIMENSIONNEMENTS
5.1 phénomènes hydrauliques,
5.2 réponses de l’ouvrage,
5.3 modélisations des phénomènes hydrauliques
et du comportement des ouvrages,
5.4 études géotechniques
6. DIMENSIONNEMENT DES OUVRAGES ‘A LA
MER’
6.1 digues,
6.2 ouvrages portuaires,
6.3 protections côtières,
6.4 ouvrages off-shore
7. DIMENSIONNEMENT DES BARRAGES
7.1 bouchures et casiers
7.2 protections des barrages réservoirs,
7.3 seuils, déversoirs, barrages de dérivation,
7.4 ouvrages de régulation et déversoirs de barrages
8. DIMENSIONNEMENT DES OUVRAGES EN
RIVIERE OU CANAL
8.1 généralités et méthodologie,
8.2 ouvrages en rivière,
8.3 ouvrages en canal
8.4 ouvrages spéciaux
9. METHODES DE CONSTRUCTION
9.1 équipements,
9.2 transport et de manutention,
9.3 spécificités liées au site,
9.4 préparation de chantier,
9.5 contrôles et suivi,
9.6 assurance qualité,
9.7 risques et sécurité sur chantier,
9.8 généralités sur les méthodes de construction
9.9 spécificités des méthodes constructives liées à
l’ouvrage
10. GESTION ET MAINTENANCE DES OUVRAGES
10.1 politiques de gestion et stratégies de
maintenance,
10.2 surveillance et suivi,
10.3 évaluation des performances de l’ouvrage,
10.4 réparation et réhabilitation
10.5 programmes de suivi et de maintenance
3.5. La méthode de travail
relecture par des professionnels et des experts du
domaine. Ainsi, les phases 3 à 5 se décomposent
comme suit :
- rédaction par des équipes organisées par
chapitre,
- relecture par l’équipe de projet pour s’assurer
de la cohérence du texte,
- relecture par des représentants des 3 pays
partenaires pour s’assurer que les pratiques
nationales sont respectées,
- relecture par des experts internationaux pour
s’assurer de la validité du document hors
d’Europe.
A l’issue de chaque phase, le comité éditorial
s’assure de la prise en compte des commentaires
des relecteurs par les auteurs et la production est
validée par le comité de pilotage.
4. Conclusion et appel à contributions
Cet article a présenté les motivations,
l’organisation et l’essentiel du contenu de la seconde
édition du ‘Rock Manual’. Ce guide autoporteur sur
l’utilisation des enrochements dans les ouvrages
hydraulique sera disponible en Français à partir de
2006. Ce projet est un bel exemple de collaboration
entre des acteurs publics et privés au sein de
l’Europe pour aboutir à un document au niveau de
l’état de l’art, avec une utilisation pratique pour
l’ingénierie.
Afin de s’assurer que les pratiques françaises
sont prises en compte au mieux, toute personne
désireuse d’être impliquée dans l’équipe française
peut prendre contact avec les auteurs de l’article
(Sébastien Dupray notamment).
L’objectif du travail est que le document reflète
les meilleures pratiques des professionnels et que
les derniers développements publiés soient intégrés.
C’est pourquoi une part importante est laissée à la
JST 2004
187
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17. AFNOR (2003). NF EN 13383-2 Enrochements - Partie 2 : méthodes d'essai Indice de classement
: P18-661-2. 44 p.
188 JST 2004
JST 2004
189
190 JST 2004
C ONSTRUCTION
ET INST ALL A TION
DE L A DIGUE DE
Christophe Colmard
A n d r é To s e l l o
SAIPEM S.A.
Introduction
Dans le cadre de l’agrandissement du port de
Monaco, la société SAIPEM SA (anciennement
Bouygues Offshore) a réalisé plusieurs ouvrages
complexes dont la contre-jetée.
Des essais d’optimisation des performances
hydrauliques du profil de cette digue on été réalisés
en 1997 au laboratoire d’Océanide (basé à La Seine
M ONACO
sont les perturbations des Baléares (Sud à Sud
Ouest) et les perturbations sahariennes (Est à
Sud Est).
La protection du port est réalisée principalement
par deux digues : La jetée principale assurant la
protection des houles les plus fortes (perturbations
des Baléares) et la contre jetée protégeant le
secteur Est Sud Est.
Les conditions de houles centennales définies
sont les suivantes : Hs=4.9m, Tp=12s et
Gamma=3.3 pour le design de la jetée principale
et Hs=4m, Tp=9.6s et gamma = 3.3 pour celui
de la contre jetée.
Figure 1 - Houles dominantes
sur Mer) et une seconde campagne dans le même
laboratoire a été menée en 1999 pour connaître les
efforts globaux et locaux induits par la houle.
Cet article présente un aspect du travail qui a
été fourni pour dimensionner l’ouvrage et pouvoir
l’installer en juillet 2002.
Description du site à protéger
Le port de Monaco est exposé à des houles du
large provenant d’un large secteur compris entre
les directions Sud Ouest et Est. Les deux principaux
phénomènes induisant de la houle dans ce secteur
Description de la contre jetée
La contre jetée a été est composée de manière
à répondre au cahier des charges. Voici les
conditions les plus contraignantes imposées au
niveau mécaniques des fluides :
1. Les courants marins ne doivent pas être
fondamentalement perturbés.
2. Profondeur d’eau principale : 40 mètres
3. Le coefficient de transmission ne doit pas
excéder 10% pour des périodes inférieures ou
égales à 10s.
JST 2004
191
4. Le coefficient de réflexion ne doit pas
excéder 40%
Pour répondre au critère 1 et 2 nous avons choisi
le profil de digue partielle montée sur pieux avec un
tirant d’eau très faible (9 mètres).
Pour le critère 3 nous avons utilisé un béquet
plan sur la face amont de manière à casser les
vitesses verticales responsables en grande partie
de la transmission de la houle sous l’ouvrage et
nous avons utilisé le principe Bybop (brevet SAIPEM
SA et Principauté de Monaco) sur la face aval pour
augmenter l’efficacité du système mur d’eau Fixe
(brevet Principauté de Monaco).
Pour le critère 4 nous avons construit coté amont
un caisson perforé de porosité égale à 30%. La
chambre est profonde de 6.2m.
La figure 2 ci-dessous montre une coupe de la
contre jetée.
Figure
3
Sensibilité
du
principe Bybop
incliné est différente (pour le profil 2 nous avons
rajouté un surépaisseur de 2m sur le béquet aval)
(voir figure 3 et figure 4).
On constate que lorsque l’effet Bybop est
maximal pour les grandes périodes (profil 1) le
comportement du coefficient de transmission est
un peu détérioré pour les petites périodes.
Figure 2 - Profil de la
contre-jetée
Essais au laboratoire
d’Océanide
Evolution du coefficient de transmission en fonction de l'importance du Bybop
Comportement de la
contre-jetée
40
35
30
25
Kt en %
Le système Bybop étant
un système raisonnant,
durant
des
essais
préliminaires, nous avons
réglé la masse d’eau au
dessus de la paroi inclinée
de manière à avoir un pic
de bon fonctionnement à
T=9s. La figure suivante
montre la réponse en
transmission pour un tirant
d’eau de 8m de deux profils
dont l’importance de la
masse d’eau sur le plan
Profil1
Profil2
20
15
10
5
0
4
6
8
Période en s
192 JST 2004
Figure 4
10
12
Pour le profil aval final nous avons réalisé un
compromis entre les deux solutions de manière à
conserver un coefficient de transmission toujours
inférieur à 10% de 0 à 10 secondes.
Concernant le dimensionnement du profil amont
il nous a fallu faire
un
compromis
entre la taille de la
chambre perforée
et la taille du
béquet avant. Le
béquet est principalement dédié à
l’amélioration du
coefficient
de
transmission et la
chambre à l’amélioration du coefficient de réflexion.
La figure suivante
montre la comparaison entre deux
configurations testées pour un tirant
d’eau de 8m.
sur une largeur de 10 m. Le tirant d’eau final est
égal à 9 mètres et la largeur de l’ouvrage à
30 mètres
La figure suivante montre les résultats obtenus
en transmission et en réflexion pour le profil final.
Figure 6 - Comportement du profil final.
Efforts mesurés
Kr Chambre de 4m et porosité de 40%
Influence de la largeur
de la chambre du caisson perforé
Kr Chambre de 6m et porosité de 30%
Kt Chambre de 4m et porosité de 40%
40
Kt Chambre de 6m et porosité de 30%
35
Kr et Kt en %
30
25
20
15
10
5
0
4
5
6
7
8
9
Période en s
Figure 5 - Evolution du coefficient de transmission en fonction du
profil amont.
A la fin des essais d’optimisation, concernant le
profil amont nous avons retenu une largeur de chambre égale à 6 mètres, une porosité de 30 pourcent
et un béquet de 5 mètres de long avec une pente
de 22.5° (un angle minimal était nécessaire pour
la constructibilité). Concernant le profil aval, nous
avons retenu un mur incliné à 35° débutant à -5.5m
10
11
12
Durant la campagne d’essais menée en 1999, nous
avons testé le profil final pour
connaître les efforts induits par
les houles monégasques. Nous
avons instrumenté la maquette
de quatre sondes de surfaces
libre, de six capteurs de pression. Cinq tronçons de mur ont
également été instrumentés
avec des jauges de contrainte.
Pour connaître les efforts globaux, la maquette était fixée
par ces superstructures à une
balance d’effort. Les figures 7a
et 7b montrent l’instrumentation de la maquette.
Nous avons pu ainsi évaluer les efforts verticaux
et horizontaux locaux et globaux à prendre en
compte en houle régulière. Nous avons montré qu’il
était possible en superposant les efforts locaux, de
retrouver la valeur des efforts globaux. La figure 8
le montre pour la condition de houle régulière T=10s
Hi=6.5m. Nous avons également réalisé le même
travail pour la houle irrégulière centennale.
JST 2004
193
Figure 7a - Instrumentation de la contre jetée
Figure 7b - Instrumentation de la contre jetée
194 JST 2004
Jarlan haut
Efforts horizontaux locaux
57
58
59
60
61
62
63
JARLAN BAS
64
65
Effort66
béquet avant 67
1000
Effort parapet
Effort mur arriere
800
Effort hydro mur fond
Jarlan
Effort mur fond jarlan
claque
Cumul des efforts
horizontaux
600
400
200
0
-200
-400
Temps en s
Effort Horizontal T=10s Hi=6.5m h=40m
15
25
35
45
55
65
900
SOMME DES EFFORTS
HORIZONTAUX
700
Effort global
500
300
100
-100
-300
-500
Temps en s
Figure 8 - Cumul des efforts horizontaux locaux et comparaison avec l’effort horizontal global
JST 2004
195
Sous le béquet aval
Sous la chambre centrale
Sous la chambre ouverte
Cumul des efforts Verticaux
T=10s Hi=6.5m h=40m
800
Sous béquet amont
Sur béquet amont
600
Sur le fond de la chambre ouverte
Promenade
Somme des Fz
400
Fz global
Sur le béquet aval
200
0
25
26
27
28
29
30
31
32
33
34
-200
-400
-600
Temps en s
Sous le béquet aval
Sous la chambre centrale
Sous la chambre ouverte
Sous béquet amont
Sur béquet amont
Sur le fond de la chambre ouverte
Promenade
Somme des Fz
Fz global
Sur le béquet aval
Cumul des efforts Verticaux
T=10s Hi=6.5m h=40m
800
600
400
200
0
2
12
22
32
42
-200
-400
-600
Temps en s
Figure 9 - Efforts verticaux cumulés en réel
196 JST 2004
52
62
35
Effort total à l’impact
et % de l’effort Global
(KN/ml)
Impact seul et
% de l’effort local
(KN/ml)
Effort sans l’impact et
% de l’effort local
(KN/ml)
Nous trouvons
pour la houle Mur du fond
560
210
350
régulière T=10s de la chambre
75%
37.5%
62.5%
et Hi=6.5m un Partie supérieure de
144
48
96
efforts horizontal la paroi perforée
19%
34%
66%
de
750
Partie inférieure de
110
49
61
KNewtons/ml
la paroi perforée
dont 75% est
15%
44%
56%
repris par le mur Paroi perforée
254
97
157
vertical du fond Complète
33%
38%
62%
de la chambre
Tableau 1 Comparaison efforts dynamique et effort quasi hydrostatique
Jarlan.
Nous
avons également constaté que la part des efforts liée à la hauteur d’eau (part quasi-hydrostatique) était
la plus importante : 62.5% pour le mur du fond de la chambre et 62% pour la paroi perforée.
Concernant les efforts verticaux nous trouvons un effort maximal de 500 KNewtons.
Figure 10 - Contre-jetée installée sur ces appuis vue de face
Installation de la contre la contre jetée
Installation du caisson pile :
Le système supportant la contre-jetée est constitué de
deux piles, de 13 mètres de haut, montées sur un caisson
en béton de 17 mètres de haut. Les deux piles sont
espacées de quarante mètres. La digue repose sur deux
appuis par pile et sur une troisième série en bout de digue
comme le montre la figure suivante.
Figure 11 - Contre-jetée installée sur ces appuis vue de coté
JST 2004
197
Le système de pile
(caisson pile) est mis en place
en
augmentant
progressivement l’assiette
puis dans une deuxième
phase en corrigeant l’assiette.
Ainsi le GM reste-t-il important
durant l’immersion initiale
jusqu’au tirant d’eau de
Figure 12 - Immersion initiale du caisson pile
26,6m.
Grâce à l’ajout de quatre cheminés temporaires permettant un control de la descente finale par flottaison
il est possible de finaliser l’immersion et de poser sans problème le caisson pile sur le fond (te=40m).
Figure 13 - Installation du caisson pile
Figure 14 - La modélisation de la pile a été réalisée avec Moses
198 JST 2004
Installation de la digue :
Une fois le caisson pile installé, la contre jetée
a été placée au dessus des cônes de centrage des
deux séries d’appuis amortisseurs. Le jeu horizontal
initial entre le centreur et le logement amortisseur
est de plus ou moins 15 centimètres. Ce jeu est
limité par la suite par l'enfoncement des centreurs
dans les cônes. Ainsi durant une brève période, de
part les mouvements de la digue, un choc entre un
centreur et son cône de centrage est possible.
Mer de Face : Tz<=5s
soit Tp<= 6.43s
et Hs <= 0.7m
Mer de quart : Tz <= 4s
soit Tp<= 5.15s
et Hs <= 0.5m
Mer de coté : Tz <= 4s
soit Tp<= 5.15s
et Hs <= 0.25m
Pour limiter les impacts, les cônes sont munis
d'amortisseurs latéraux absorbant 60 tonnes par
centimètre de compression. Chaque dispositif
amortissant peut reprendre jusqu’à 1000 tonnes
d’efforts vertical et jusqu’à 400 tonnes d’effort
horizontal. L'étude des mouvements et des efforts
réalisée avec le logiciel Moses montre qu'il est possible
d'installer la digue sans trop de problèmes pour les
houles inférieures ou égales aux valeurs suivantes :
Le jour de la pose les conditions de houle étaient
faibles.
Lorsque la digue fut enfin en contact avec les
vérins de réglage d’altitude, il a été possible de la
ballaster jusqu’à obtenir son poids maximal.
La mise sur appui définitif a été réalisée quelques
semaines plus tard une fois le sol tassé, après
correction journalière de l’altitude des quatre vérins.
La correction d’altitude des vérins était nécessaire
de manière à corriger la torsion et la flexion de la
contre-jetée (la flèche de déformation en flexion
tolérable était inférieure à 5 cm).
Figure 15 - Digue en phase d’approche des cônes de centrage
JST 2004
199
Figure 16 - Eléments nécessaire à l’installation de la contre-jetée
Figure 17 - Description des éléments nécessaires à la pose sur la pile sud
200 JST 2004